UNIVERSIDAD ANDINA NÉSTOR CÁCERES VELÁZQUEZ ESCUELA PROFESIONAL DE INGENIERÍA CIVIL EVALUACIÓN DEL DESEMPEÑO SÍSMICO A NIVEL DEL SISTEMA DE UNBLOQUE DE CONCRETO REFORZADO ASIMÉTRICO EDIFICIO DE PARED DE CORTE RESISTENCIA DE MATERIALES II DOCENTE: ING. VARGAS UCHARICO, Edwin Eloy. PRESENTADO POR: PUNO - 2020 RESUMEN: En este estudio, se probó la falla de un edificio a escala de bloques de concreto reforzado de dos pisos bajo una carga de desplazamiento controlado cuasi-estática completamente invertida. El edificio, el sistema de resistencia a la fuerza sísmica (SFRS) consistía en ocho paredes estructurales en total, con cuatro paredes, alineadas a lo largo de la dirección de carga, colocadas asimétricamente para dar como resultado una excentricidad del centro de rigidez desde el centro de masa del piso de aproximadamente el 20% del edificio ancho, evaluado sobre la base de análisis elástico. Los otros cuatro muros ortogonales se colocaron simétricamente alrededor del centro de masa del piso del edificio para proporcionar restricciones de torsión al edificio. Como tal, el enfoque del artículo es evaluar la influencia de la torsión como un aspecto a nivel del sistema en la capacidad de ductilidad del edificio y las demandas de ductilidad y resistencia de sus componentes de pared. Este documento presenta los detalles de las SFRS del edificio y las configuraciones y características de los muros y las principales observaciones y resultados de las pruebas. Estos diferentes niveles de demanda son funciones de la interacción entre la respuesta de torsión a nivel del sistema y las demandas de desplazamiento resultantes impuestas a cada componente de la pared y la redistribución de carga subsiguiente después de diferentes daños en los componentes. El estudio mostró que la variación en las características de respuesta inelástica de los diferentes muros que componen el edificio. Las contribuciones de las SFRS y la resistencia de los muros a la capacidad general del edificio y los niveles de ductilidad posteriormente movilizados son factores que deben considerarse al evaluar el desempeño general de las SFRS del edificio. INTRODUCCION: El uso de muros de mampostería reforzada (RM) en construcciones de poca altura puede resultar en muros en cuclillas que generalmente se rigen por fallas por cizallamiento y no desarrollan una deformación por flexión inelástica significativa para disipar la energía sísmica. Sin embargo, el uso de la construcción RM no se limita solo a la construcción de un solo piso y de poca altura, donde es común en América del Norte para edificios de hasta 6 - 8 pisos de altura, aunque los edificios RM más altos están permitidos por ASCE 7-10 ( ASCE 2010 ) y el Código Nacional de Construcción de Canadá (NBCC) 2010 (NBCC-10) [ Consejo Nacional de Investigación de Canadá (NRC) 2010 ], por construir. Para tales edificios de RM bajo eventos sísmicos moderados a altos, se puede lograr una respuesta dúctil mediante el desarrollo de bisagras de plástico en las bases de las paredes que comprenden el sistema de resistencia a la fuerza sísmica (SFRS). Los detalles adecuados de las zonas de bisagra de plástico, según lo especificado tanto por el estadounidense [ Comité Conjunto de Normas de Albañilería (MSJC) 2013 ] y el canadiense CSA S304-14 ( CSA 2014b )] códigos de diseño de mampostería, se espera que mejore el desempeño general del edificio al aumentar su capacidad de ductilidad de desplazamiento, μ Δ, y capacidades de disipación de energía modificación de la respuesta sísmica relaciona las respuestas dinámicas máximas de los sistemas elásticos e inelásticos, lo que permite una reducción de las fuerzas sísmicas de diseño calculadas sobre la base de una respuesta elástica. Dentro del contexto de las disposiciones del código, el factor de modificación de la respuesta sísmica comprende una parte relacionada con la ductilidad y una pieza relacionada con el exceso de resistencia, denominada R re y R o, respectivamente, en NBCC-10 ( NRC 2010 ). En ASCE 7-10 ( ASCE 2010 ), el R factor explica tanto los efectos de ductilidad como de sobreresistencia, aunque otro factor, Ω, se utiliza para cuantificar el exceso de resistencia. En América del Norte, los edificios se construyen con componentes SFRS que están diseñados y detallados para cumplir con los requisitos de los factores de modificación de respuesta sísmica a nivel de sistema designados por el código. Sin embargo, aunque los muros estructurales en un edificio típico de RM se construirían usando unidades de mampostería de concreto (CMU) siguiendo los mismos requisitos de detalle prescriptivos, los muros tendrían, no obstante, diferentes formas de sección transversal (por ejemplo, rectangular, con bridas y elemento de límite), y diferentes relaciones de aspecto. Como tal, diferentes muros poseerán diferentes capacidades de ductilidad (nivel de componente), y la capacidad de ductilidad esperada del edificio (nivel de sistema) se verá influenciada por, pero no será exactamente la misma que, las capacidades de ductilidad de muro individual. El factor de amplificación puede estar justificado. Se argumenta que las diferencias en las características de respuesta inelástica de las paredes que componen el edificio. Las contribuciones de las SFRS y la resistencia del muro a la capacidad general del edificio y los niveles de ductilidad del muro movilizados posteriormente son factores que deben considerarse al asignar un nivel de ductilidad representativo para un SFRS de edificio MR. Esto ha sido demostrado en un reciente estudio analítico relevante, en el que se demostró que mediante la adopción de herramientas de análisis adecuadas que tengan en cuenta el efecto tanto de la torsión del sistema de construcción como del comportamiento del componente inelástico de la pared, los métodos actualmente disponibles para estimar la rigidez, resistencia y ductilidad general del edificio (nivel del sistema) podrían ser Por lo tanto, se sugiere que, a menos que el edificio considerado sea completamente simétrico y esté construido con paredes esencialmente idénticas en términos de alcanzar su capacidad de ductilidad simultáneamente, no se justifica equiparar la ductilidad a nivel del sistema con la ductilidad a nivel de componente. Posteriormente, el enfoque del documento actual es aislar la influencia de la torsión del edificio como un efecto a nivel del sistema en la capacidad de ductilidad de la SFRS y las demandas de ductilidad posteriores de los componentes de pared individuales de la SFRS. Uno de los primeros esfuerzo realizados para estudiar el comportamiento de los edificios de RM fue informado por Abrams ( 1986), quien probó una estructura RM simétrica escalada bajo carga de control de fuerza para evaluar el sistema ' s características de respuesta. A principios de la década de 1990 en la Universidad de California, San Diego, se construyó y probó un edificio RM de cinco pisos a gran escala para evaluar nuevas pautas de diseño que se han implementado en regiones de alta sísmica. Toma ž evi C y Weiss ( 1994 ) probaron edificios de RM a una quinta parte y concluyeron que los muros de RM se comportaban como voladizos verticales acoplados con elementos estructurales horizontales. El estudio informó un factor de modificación de la respuesta sísmica de aproximadamente 3,7, lo que demostró una alta capacidad de ductilidad. Zonta y col. ( 2001 ) también probaron un edificio de RM a escala de un tercio para determinar su respuesta dinámica y reportaron un valor de ductilidad de desplazamiento de aproximadamente 7.5. adecuado. Tena-Colunga y Abrams ( 1996 ) y Cohen et al. ( 2004 ) investigó el efecto de los diafragmas rígidos y flexibles. Estos estudios indicaron que se necesitan consideraciones especiales para asegurar que la losa (diafragma) mantenga su comportamiento rígido para distribuir la carga lateral sobre los muros en función de su rigidez y permitir la distribución de las fuerzas inducidas por torsión a los muros ortogonales. Desde otra perspectiva, un estudio más reciente por Stavridis et al. ( 2011 ) mostró la importancia del acoplamiento de losas en el acoplamiento de muros ortogonales (fuera del plano) y la alteración de la respuesta general esperada del edificio bajo movimiento sísmico. El comportamiento sísmico de los sistemas que experimentan torsión fue investigado por Paulay ( 1999 ), en el que se identificaron dos categorías de estructuras como sistema restringido a la torsión, que tienen componentes resistentes a la torsión que permanecen elásticos durante los terremotos, y sistema no restringido a la torsión, que no tienen componentes resistentes a la torsión o todos los componentes ceden durante el terremoto considerado. Paulay 1999 ) también concluyó que la presencia de paredes elásticas ortogonales, aunque mejora la resistencia a la torsión general de la estructura, puede no tener mucho efecto en la demanda general de ductilidad de la SFRS. De los estudios anteriores, se puede inferir que la naturaleza compleja del comportamiento del material RM y los tamaños típicos de los muros estructurales RM han creado una oportunidad para pruebas a escala reducida por parte de varios investigadores ( Abboud y col. 1990 ; Toma ž evi C y Velechovsky 1992 ; Abrams 1986 ; Yi y col. 2006 ). Sobre la base de estos estudios, se concluyó que la prueba a escala reducida de RM es un método viable y eficaz para estudiar el comportamiento complejo de la mampostería a nivel de material, ensamblajes, componentes y sistemas. EL ESTUDIO ACTUAL REPRESENTA UNA PARTE DE UN PROGRAMA DE INVESTIGACIÓN MÁS AMPLIO QUE SE DIVIDE EN TRES FASES DE LA SIGUIENTE MANERA. La Fase I consiste en probar los componentes individuales de la pared, según lo informado por Siyam et al. ( 2012 , 2013 ). La Fase II consiste en probar muros similares en un edificio con losas de piso detalladas para facilitar el aislamiento de los efectos de torsión en la respuesta de los muros y el edificio, como se informa en el estudio actual. La Fase III consiste en investigar los efectos adicionales del acoplamiento de la pared en el edificio y la respuesta de la pared, que actualmente está siendo investigado por los autores. Se espera que la información presentada en el estudio actual proporcione datos de referencia útiles que puedan ser utilizados por otros para calibrar modelos numéricos para evaluar los niveles de factor de modificación de respuesta sísmica de ductilidad de RM SFRS en ediciones futuras de ASCE 7 y NBCC. Resultados de pruebas y programas experimentales El programa experimental fue diseñado para evaluar el desempeño a nivel del sistema de un edificio RM de 2 pisos a una escala de un tercio compuesto por cuatro paredes alineadas a lo largo de la dirección de carga y otras cuatro paredes ortogonales, como se muestra en la Fig. 1 (a) . En este estudio se decidió permitir la respuesta torsional generada por las dos losas de piso de hormigón armado (RC) evitando el acoplamiento del muro a través de las losas. Como se explicará en las siguientes secciones, este enfoque se adoptó para aislar el efecto de torsión en términos de acoplar los muros ortogonales del efecto de acoplamiento de losa entre los diferentes muros ( Stavridis y col. 2011 ) en ambos edificios ' s direcciones principales. El edificio de prueba se sometió a una carga cuasiestática con control de desplazamiento completamente inverso hasta que el edificio perdió aproximadamente el 40% de su capacidad máxima para obtener suficiente información sobre el comportamiento del edificio después del pico. Las siguientes secciones proporcionan detalles del diseño del edificio, los materiales, el diseño de la pared, la construcción, la instalación de prueba y la instrumentación. Disposición del edificio La altura total del modelo estructural a escala de un tercio [Fig. 1 (a) ] era 2,16 m (85 pulg.) y constaba de dos pisos, cada uno de 1,0 m (39 pulg.) de altura, correspondiente a 3,0 m (118 pulg.) a escala completa, con dos Losas cuadradas de RC de 2,4 m (94 pulg.) Que representan los diafragmas del piso. El edificio restringido por torsión, construido sobre una base RC cuadrada de 3.0 m (118 pulg.), Constaba de cuatro muros alineados en la dirección norte-sur (NS) y cuatro muros ortogonales en la dirección este-oeste (EW), como se muestra en la Fig. 1 (b) . La configuración de la pared se seleccionó de tal manera que produjera un centro excéntrico de rigidez para activar la respuesta torsional del edificio bajo las cargas aplicadas. Esto se logró colocando el Muro con bridas W8 en el lado oeste del edificio y los dos Muros rectangulares más cortos W1 y W2 en el lado este del edificio además del Muro rectangular W5 a lo largo de la dirección NS (carga).Los cuatro Muros ortogonales W3, W4, W6 y W7, alineados en la dirección EW [Fig. 1 (b) ], fueron para mejorar el edificio ' s respuesta a la torsión porque se esperaba que estos muros se engancharan a niveles de torsión de construcción más altos para proporcionar resistencia a la torsión, especialmente después de que se produzca la deformación dentro de los muros NS. Como tal, el edificio se detalló con líneas de bisagra a lo largo de las dos losas de piso RC [Fig. 1 (a) ], lo que permite que las losas giren y se líneas de bisagra, que se muestran en la Fig. 1 (a) , se determinaron utilizando una línea de rendimiento iterativa y procesos de análisis simplificados, como detallan Heerema et al. ( 2014a ) y discutido en el " Detalles y construcción del edificio " sección de este documento deformen en su dirección fuera del plano, es decir, para evitar el acoplamiento, pero no perder su rigidez en el plano para facilitar la rotación del diafragma en el plano y la posterior torsión de la construcción. Las ubicaciones de la losa líneas de bisagra, que se muestran en la Fig. 1 (a) , se determinaron utilizando una línea de rendimiento iterativa y procesos de análisis simplificados, como detallan Heerema et al. ( 2014a ) y discutido en el " Detalles y construcción del edificio " sección de este documento. MATERIALES Una versión a escala de un tercio de las Unidades de Mampostería de Concreto Huecas (CMU) estándar de dos celdas de 190 mm ( 190 × 190 × 390 mm) de uso común en América del Norte se utilizó para la construcción de muros de edificios. Todas las CMU a escala reducida se produjeron en la Universidad McMaster utilizando una máquina de producción de bloques de grado industrial y un molde de réplica real a escala de un tercio de la CMU estándar de 190 mm. Se estudiaron y optimizaron varias mezclas para replicar las propiedades de los bloques a escala real utilizando los de escala de un tercio ( Banting y col. 2010 ). Los bloques de tercera escala se probaron de acuerdo con CSA A165.1 [ Asociación Canadiense de Estándares (CSA) 2014a ] utilizando hard capping, y la resistencia media a la compresión para la CMU, sobre la base del área neta ( 4.320 mm 2), fue de 29,2 MPa [coeficiente de variación (COV) = 8,3%]. En todas las paredes se utilizó lechada fina con una resistencia a la compresión promedio del cilindro de 28,2 MPa (COV = 4,2%). La resistencia promedio del hormigón de la cimentación RC fue de 45,8 MPa (COV = 4,8%), y las resistencias promedio a la compresión del hormigón de las losas de RC del primer y segundo piso fueron 22,8 MPa (COV = 7,6%) y 27,7 MPa (COV = 2,0 %), respectivamente. Un total de tres bloques de cuatro bloques de alto por un bloque de largo ( 264,0 mm de alto × 126,6 mm de largo × 63,3 mm de espesor) se construyeron prismas de mampostería con lechada y se le colocaron lechada durante cada etapa. Estos prismas se probaron de acuerdo con CSA S304-14 ( CSA 2014b ), y la resistencia promedio a la compresión de la lechada prismas de mampostería, F 0 metro, fue de 18,2 MPa (COV = 5,1%), como se muestra en Higo. 2 (a) . Las pruebas de tensión se realizaron primero en muestras del refuerzo escalado D4 (para ser utilizado en las losas), D7 (para ser utilizado como refuerzo de muro vertical) y barras W1.7 (para ser utilizado como refuerzo de muro horizontal) para determinar su rendimiento. y fortalezas máximas. Como se muestra en la fig. 2 (b) , las relaciones tensióndeformación para el refuerzo probado no mostraron puntos de fluencia bien definidos, además de un alto límite de fluencia y una ductilidad reducida. Por lo tanto, se decidió emplear un esquema de tratamiento térmico para reducir el límite elástico y aumentar la ductilidad de las barras D4 y D7 para simular las propiedades del refuerzo utilizado en la construcción a gran escala, mientras que la relación tensión-deformación de las barras tratadas térmicamente se muestra en la Fig. 2 (c) . El límite elástico medio de la barra D7 ( 45 mm 2) fue de 489 MPa (COV = 2,2%), con un alargamiento hasta la rotura del 10,8% (COV = 6,1%), mientras que los límites elásticos medios de la barra D4 ( 11 mm 2) y W1,7 bar ( 11 mm 2) fueron 498 MPa (COV = 2,4%) y 686 MPa (COV = 4,4%), respectivamente. Harris y Sabnis ( 1999 ) proporcionan más detalles relacionados con el uso de barras escaladas y CMU escaladas en modelos de prueba RM. Detalles y construcción del edificio El primer paso de la construcción fue el vertido de la base RC de 3,0 m cuadrados y 200 mm de espesor para el edificio y su anclaje. al piso estructural del laboratorio. Cada una de las barras de refuerzo verticales de longitud completa (3,0 m de largo) para todas las paredes tenía una curva de 90 ° junto con una pata de 150 mm de largo en el extremo. Esta pierna se ató debajo de la malla de refuerzo de la cimentación RC y se incrustó a una profundidad de aproximadamente 165 mm antes de verter el hormigón de la cimentación, como se muestra en la Fig. 3 (a) . El mismo albañil experimentado construyó todas las paredes del edificio en un patrón de unión continuo con lecho de mortero de revestimiento frontal siguiendo la práctica común de América del Norte y utilizando juntas de mortero a escala de un tercio (aproximadamente 3.0 mm). Los ocho muros tenían 30 hileras de altura (15 hileras por piso), y las dos losas de RC de 2,4 m cuadrados simulaban los pisos. Las almas de las unidades de mampostería se cortaron con sierra a una profundidad de 10 mm para generar muescas para acomodar el refuerzo horizontal. Este detalle de construcción aseguró el encapsulado completo de lechada del refuerzo horizontal a lo largo de toda la longitud de todas las paredes y en todas sus hileras. El refuerzo horizontal en las paredes rectangulares formaba ganchos de 180 ° alrededor del refuerzo vertical más externo, con un tramo de retorno de 150 mm que se extendía hasta la tercera última celda para proporcionar una longitud de desarrollo adecuada. 3 (b) . Se colocó refuerzo horizontal en todos los cursos del primer piso y en todos los demás cursos del segundo piso de la estructura en todos los muros. Después del vaciado de los cimientos, el siguiente paso fue la construcción y lechada de las primeras siete hileras de las ocho paredes del primer piso del edificio, como se muestra en la Fig. 3 (c) . Los ocho cursos restantes de las ocho paredes del primer piso fueron luego construido y completamente enlechado. Una vez que se completaron todos los muros en el primer piso, se colocó un encofrado para la losa RC del primer piso y se instaló una malla de refuerzo y se colocaron listones de madera temporales para crear las líneas de bisagra antes mencionadas en las caras superior e inferior. de la losa RC [Fig. 3 (d) ]. Se adoptó el mismo procedimiento para la construcción del edificio. ' s segundo piso. En la parte superior del edificio, las paredes ' Las barras verticales de refuerzo se doblaron 90 ° dentro de la losa RC del techo para mejorar el mecanismo de transferencia de cortante entre las paredes y la losa del techo. Higo. 4 y mesa 1 Presentar todas las dimensiones de la pared, detalles de sección transversal y refuerzo. Al comienzo de este análisis, las ubicaciones de los momentos de flexión altos que causarían el acoplamiento entre los muros se identificaron como localizados principalmente en las proximidades del muro-losa. La disposición final de la línea de bisagra seleccionada también facilitó el daño mínimo de la losa que se habría causado al restringir la rotación fuera del plano de cualquiera de sus partes. Las líneas de bisagra seleccionadas demostraron ser muy efectivas a este respecto porque las losas experimentaron daños menores a lo largo del historial de carga del edificio, principalmente en forma de grietas finas dentro de las líneas de bisagra bajo rotaciones de losa fuera del plano Aunque no simulan la construcción real, las líneas de bisagra apuntaban a separar el giro de los efectos de acoplamiento en la pared y las actuaciones del edificio, como se discutió anteriormente. Si se hubieran introducido simultáneamente los efectos de giro y acoplamiento, es decir, mediante el uso de una losa de espesor constante en toda su extensión, intentar separar la influencia de la torsión de los efectos de acoplamiento en la respuesta del edificio habría incluido un nivel significativo de incertidumbre. Como tal, la discusión y las conclusiones de esta fase del programa de investigación (Fase II) deben considerarse dentro de este contexto. Configuración, procedimiento e instrumentación de la prueba El bastidor de carga utilizado en la instalación, que se muestra en la Fig. 5 (a) , fue pretensado al piso estructural del laboratorio. La carga cíclica lateral se aplicó mediante un actuador hidráulico servocontrolado, con una capacidad máxima de 500 kN y una carrera cíclica máxima de 250 mm. Para aplicar la carga en el centro de masa de la losa del techo del edificio, el marco en X que se muestra en la Fig. 5 (b) fue construido y conectado a las esquinas de la losa del techo para distribuir la carga a través de una acción de diafragma para facilitar la rotación de la losa del techo. La carga lateral se transmitió al marco en X a través de un conjunto de rótula y casquillo personalizado, con el eje del actuador alineado con el nivel de la losa del techo para garantizar un momento cero en el nivel del techo del edificio [consulte la Fig. 5 (a) ]. Las paredes individuales dentro de la configuración de prueba se equiparon con potenciómetros de desplazamiento para monitorear las deformaciones verticales de la pared. Además, se monitorearon los desplazamientos y rotaciones generales del edificio en los dos niveles de losas de piso usando potenciómetros de desplazamiento lateral. Estas mediciones también facilitaron determinar las demandas de desplazamiento de todas las paredes del edificio a lo largo de su historial de carga. El protocolo de carga tenía como objetivo cargar inicialmente el edificio hasta que cualquiera de las galgas extensométricas ubicadas en todos los refuerzos verticales más externos en el nivel de la base del muro de cimentación dentro de cualquier muro alcanzara 1250 μ deformación, que es aproximadamente la mitad de la deformación de rendimiento esperada de las barras verticales. Después de este punto, la secuencia de carga se basó en cargar el edificio hasta el punto en el que 1.500 μ colar y luego 2000 μ se produjo deformación y luego hasta el punto en el que se registró el rendimiento de la primera barra dentro del edificio. Luego, el edificio se cargó en incrementos del 0,5% de su desplazamiento superior hasta la falla, que se define en este estudio como el desplazamiento correspondiente al 40% de degradación de la resistencia del edificio. Los ciclos de desplazamiento [Fig. 5 (c) ] se repitieron dos veces después de ceder para documentar cualquier degradación en la resistencia (y, por lo tanto, la rigidez) en el mismo nivel de deriva del objetivo. Secuencia de daños al edificio En total, se aplicaron 14 ciclos de carga completamente invertidos al edificio hasta la falla. Sin embargo, las principales observaciones de la prueba, los modos de falla y la extensión del daño de la pared dentro de solo cinco ciclos clave se discutirán en las siguientes secciones. CICLO 1: Carga inicial (aproximadamente 0,12 % deriva) El edificio se cargó inicialmente para þ 88,0 y - 90,0 kN en las direcciones S y N, respectivamente, que fue aproximadamente el 35% de la capacidad de construcción prevista. Este paso de carga correspondió a un centro de masa del techo C METRO) deflexión de 2,3 mm en las direcciones de carga S y N. La capacidad de construcción prevista (223 kN) fue determinado, asumiendo que no hay acoplamiento entre las Paredes W1 y W2 y basándose únicamente en la suma de las capacidades previstas de las paredes NS W1, W2, W5 y W8 (consulte la Tabla 1 ). Al final de este ciclo de carga, se observaron grietas horizontales (de flexión) hasta la octava hilera de los Muros W1, W2, W5 y W8 y se extendieron hasta las tres cuartas partes de la longitud del muro. Para los Muros EW (ortogonales) W6 y W7, se observaron algunas grietas horizontales en las juntas del lecho a lo largo de la longitud del muro durante la carga en la dirección S. También se observaron grietas similares en los Muros W3 y W4 durante la carga en la dirección N, pero no se observaron grietas visibles en ninguno de los muros del segundo piso o en las losas RC del primer piso y del techo. CICLO 3: Dos tercios de la carga máxima (aproximadamente 0,3% de deriva) En este paso de carga, el edificio se cargó a 150 kN en ambas direcciones y se observaron grietas finas en la losa dentro de las líneas de bisagra D2, D3, H1, H2, H3 y H4 en ambas losas RC [consulte la Fig. 1 (a) ]. Se observaron numerosas grietas diagonales en el Muro W5, que se originaron en las hileras 8 y 10 y se extendieron hasta la segunda nhilera por encima de los cimientos. Se observaron grietas diagonales menores en el Muro W8, que se originaron en la quinta hilera y se extendieron hasta la tercera hilera por encima de los cimientos. Se observaron grietas horizontales hasta la décima hilera en los Muros W1 y W2 y se extendieron a lo largo de toda la longitud de los muros debido a la carga cíclica. Por el contrario, el agrietamiento en las paredes ortogonales no fue extenso, aunque aumentó ligeramente en longitud en comparación con los ciclos anteriores. CICLO 6: Carga máxima (1% de deriva) El edificio resistió cargas máximas de 238 y 250 kN, correspondiente al techo C METRO deflexiones de 21 mm en la S y N direcciones de carga. A la carga máxima, se registró el rendimiento de las barras más externas en el nivel de la base del muro en los Muros W1, W2 y W5, pero no en el Muro W8. Se observaron más grietas finas a lo largo de las líneas de bisagra de la losa D1, D2, D3, D4, V2, V3, C1, C2, H1, H2, H3 y H4 tanto del primer piso como de las losas del techo [Fig. 1 (a) ]. A carga máxima, el nivel de agrietamiento observado en el Muro W5 fue el más alto entre todos los muros del edificio, como se muestra en la Fig. 6 (c) . Se observaron grietas diagonales a lo largo de las paredes del segundo piso del primer piso y se extendieron a través de la losa del primer piso sin interrupción. Durante la carga en la dirección S, la barra más externa en el Muro W5 se pandeó, causando un desprendimiento significativo de CMU en este extremo del muro. El examen del desconchado mostró evidencia de un vacío de lechada en esta área; sin embargo, se limitó a la última celda del segundo curso. Además, el Muro W8 mostró un gran agrietamiento diagonal en el primer piso en ambas direcciones de carga, con grietas que se extendían hasta los pies del muro [Fig. 6 (e) Ciclo 10: Carga hasta una desviación superior del 1,64% En la etapa de carga posterior al pico, los ciclos de carga se establecieron en derivas de techo específicas. La deriva del objetivo en esta etapa de carga fue de 1,50%; sin embargo, el edificio fue accidentalmente desplazado a Desviación del 1,64% (35,4 mm). A este nivel de deriva, la resistencia a la carga lateral del edificio fue de 221 kN (7% de degradación por resistencia) y 223 kN (11% de degradación por resistencia) en las direcciones S y N, respectivamente. Durante este paso de carga, la barra de refuerzo más externa en el Muro 5, donde se encontró la celda vacía, se fracturó con un desplazamiento de 33.0 mm durante la carga en la dirección S, causando una pérdida instantánea de la resistencia de construcción de 9.4 kN. Al final de este ciclo de carga, se observó agrietamiento vertical en ambos dedos de los Muros W1 y W2. Se observó un daño moderado en uno de los dedos de la pared W5 y se produjo un desconchado completo del otro dedo, donde se encontraba la barra fracturada. Por el contrario, Wall W8 no mostró ni agrietamiento vertical ni desconchado de los dedos; sin embargo, las barras más externas del Muro 8 cedieron en ambos extremos del muro líneas de bisagra cerca de Wall W8. Ciclo 14: Carga hasta un 2,45% de desviación superior El nivel de desviación objetivo en esta etapa era del 2,5%; sin embargo, debido a una pérdida significativa de resistencia, el ciclo de carga se terminó antes de alcanzar el nivel previsto. La resistencia a la carga lateral del edificio en esta etapa fue de 154 kN (36% de degradación de la resistencia) y 150 kN (40% de degradación de la resistencia) durante la carga en las direcciones S y N, respectivamente, con un desplazamiento correspondiente de 53,0 mm (2,45% de desviación superior) en ambas direcciones. Un total de cinco barras de refuerzo se fracturaron durante este paso de carga en la dirección S con desplazamientos de 43,46 y 52 mm y en la dirección N en 43 y 51 mm. Estas barras de refuerzo fracturadas se identificaron como las barras más externas en ambos extremos de los Muros W1 y W2 y en el otro extremo del Muro W5. En general, el desconchado de la mampostería en el Muro W5 abarcó aproximadamente un tercio de las dos primeras hileras del muro, como se muestra en la Fig. 7 (c) . El muro W8 no mostró evidencia de fractura de barra, pandeo de barra o desconchado de mampostería. Todas las grietas diagonales a través del primer piso del Muro W8 continuaron hacia los rebordes del muro; sin embargo, cuando la grieta diagonal alcanzó el final del muro, continuó como una grieta horizontal a lo largo del ala. Los Muros ortogonales W3, W4, W6 y W7 experimentaron grietas diagonales significativas en el piso inferior junto con grandes grietas diagonales en el segundo piso. Las losas de RC del primer piso y del techo desarrollaron grietas extensas y se observó desconchado del concreto cerca de los puntos de carga; sin embargo, no se observó evidencia de pérdida de integridad estructural, deterioro de la capacidad de transferencia de carga o deformación extensa en el plano de la losa RC. Higo. 7 presenta grietas y daños observados en todas las paredes al final de este ciclo de carga. Análisis de los resultados de las pruebas La relación carga-desplazamiento para el edificio, que se muestra en la Fig. 8 , indicó un respuesta simétrica para la carga en ambas direcciones. Para facilitar la referencia, los datos sobre el desplazamiento y la resistencia a la carga lateral tanto para el negativo [(-) ve] (N) como para el positivo ½ðþÞ ve (S) ciclos, correspondientes a la construcción de la resistencia última, Q u, y 20% degradación de la fuerza, Q 0,8 u, se resumen en la esquina superior izquierda de la Fig. 8 . A niveles de desplazamiento más altos, se evidenciaron bucles más anchos, lo que indica niveles más altos de disipación de energía y mayores deformaciones plásticas. Hasta aproximadamente un 1% de deriva, el edificio exhibió pérdida de rigidez, como lo demuestra la resistencia reducida durante los ciclos de carga consecutivos en el mismo nivel de desplazamiento, mientras que en niveles de deriva más altos, el edificio respondió con una fuerza que alcanzó o superó la obtenida anteriormente. niveles. Más allá de la deriva del 1%, el edificio comenzó a exhibir una degradación combinada de rigidez y resistencia. El edificio alcanzó una capacidad de carga lateral máxima de 238 kN a 0,97% de desplazamiento superior y 250 kN a 0,95% de desplazamiento superior durante la carga en las direcciones S y N, respectivamente. La capacidad de carga lateral máxima se mantuvo esencialmente dentro del 5% hasta aproximadamente el 1,3% de desplazamiento lateral superior durante la carga en ambas direcciones. Posteriormente, el edificio perdió aproximadamente el 20% de su capacidad lateral máxima con un desplazamiento lateral superior del 1,9% y del 1,65% en las direcciones S y N, respectivamente. Esta pérdida de resistencia se destacó por las grietas verticales de la mampostería y el desconchado en los dedos del pie y, por lo tanto, alcanzó las respectivas capacidades máximas, Q max, de los Muros W1, W2 y W5 en la dirección S y fractura de la barra más externa del Muro W5 en la dirección N. El edificio perdió casi el 40% de su capacidad lateral máxima con un desplazamiento superior del 2,45% en las direcciones S y N. Esta pérdida de resistencia se destacó por un gran agrietamiento y una pérdida significativa de mampostería en los pies de los Muros W1, W2 y W5, junto con la fractura de las barras más externas en cada uno de los Muros W1, W2 y W5. Higo. 9 (a) presenta daño en la punta de todas las paredes en el ciclo de carga 14. Desplazamiento del edificio sobre la altura sobre la base de las mediciones registradas en ambos niveles de losa RC, que se muestra en la Fig. 9 (b) , muestra que los muros se desviaron esencialmente como voladizos. Esto indicó que la losa de RC en el primer piso no alteró significativamente la forma desviada de los muros al no ofrecer un acoplamiento significativo, lo que se pretendía en el diseño de prueba. Interacción entre la respuesta del sistema, la demanda de componentes y la redistribución de la carga Durante los primeros estudios de este programa de investigación, Shedid et al y Banting y El-Dakhakhni consideró que para un edificio RM modular simétrico construido con paredes idénticas igualmente espaciadas, la respuesta de las paredes individuales, escaladas por el número de paredes, representa la respuesta general del edificio en gran medida. Higo. 10 a) demuestra esto en términos de la relación general de carga y desplazamiento. Para simplificar la cuantificación de la respuesta, varios investigadores ( Park y Paulay 1975 ; Paulay y Priestley 1992 ; Toma ž evi C 1998 ; Priestley y col. 2007 ; Shedid y col. 2008 ) sugirió que las relaciones de desplazamiento de carga no lineales de componentes estructurales se idealicen como bilineales. Confiando en la respuesta idealizada elástica-perfectamente plástica, un valor de desplazamiento de rendimiento, Δ ep y, se identifica y un valor para el ductilidad de desplazamiento del sistema, μ Δ, también se puede evaluar, como se muestra en la Fig. 10 (b) . Para edificios construidos con diferentes tipos de muros, es decir, muros con diferentes formas de sección transversal, longitud y proporciones, la respuesta es más compleja. Teóricamente, la respuesta de desplazamiento de carga general esperada de un edificio RM construido con Se pueden calcular diferentes paredes superponiendo las relaciones de desplazamiento de carga de sus paredes individuales, como se muestra en la Fig. 10 (c) . Cuando los muros específicos que contribuyen significativamente a la capacidad general del edificio alcanzan su capacidad máxima a niveles de deriva más bajos en comparación con otros muros, el comportamiento de carga-desplazamiento del edificio varía significativamente del comportamiento de carga-desplazamiento de sus componentes individuales del muro. Esto Puede dan como resultado varias paredes individuales con grandes μ Δ capacidades que no están influyendo significativamente en la de la SFRS del edificio, como se muestra en las Figs. 10 (cyd) . Para comparar la respuesta de las paredes individuales a la de un edificio, Siyam et al. ( 2012 , 2013 ) probaron individualmente todas las paredes del edificio durante la Fase I de este programa de investigación. Higo. 11 presenta las envolventes de carga-desplazamiento para los Muros W1, W2, W5 y W8, que fueron probados individualmente por Siyam et al. ( 2012 , 2013 ) y Table 2 presenta las corrientes de estos muros, que corresponden al edificio C METRO deriva. La figura también muestra el formó grietas finas dentro de las líneas de bisagra de la losa que conecta las paredes W1 y W2. Las paredes individuales informadas por Siyam et al. ( 2012 , 2013 ) se probaron bajo un protocolo de carga diferente y en función de sus capacidades de rendimiento (nivel de componente) y niveles de ductilidad de los del edificio (sistema). Sin embargo, a nivel del sistema, con cada componente con diferentes características de respuesta inelástica, los muros pueden estar sujetos a diferentes demandas de desplazamiento / resistencia a lo largo del historial de carga a nivel del sistema. Estos diferentes niveles de demanda son funciones de la interacción entre la respuesta de torsión a nivel del sistema y las demandas de desplazamiento resultantes impuestas a cada componente de la pared y la redistribución de la carga posterior a los diferentes daños de los componentes. Este hecho resalta la importancia de los estudios a nivel de sistema, en los que debe quedar claro que aunque las pruebas de componentes individuales facilitan la extracción de conclusiones básicas, similares a las discutidas en Siyam et al. ( 2012 , 2013 ), siempre habrá diferencias inevitables entre direcciones, es decir, aproximadamente el 38% de la carga máxima, la rigidez del edificio fue el 54% de la alcanzada en el ciclo de carga anterior. La segunda gran caída en el valor de rigidez correspondió a aproximadamente el 41% de la del ciclo de carga anterior y ocurrió a una carga de 178 y 187 kN, correspondiente a la carga en las direcciones S y N, respectivamente, es decir, aproximadamente el 75% de la carga máxima. Higo. 12 presenta las relaciones cargadesplazamiento idealizadas y la correspondiente ductilidad de desplazamiento idealizada valores a la carga máxima, μ ep Δ u, 20% de degradación de la fuerza, μ ep, y 40% de resistencia a la degradación, μ ep. La comparación de estos valores idealizados con los calculados para el edificio muestra que la ductilidad del edificio es casi la misma que la del Muro W8, que contribuyó aproximadamente con un 40% a la resistencia general del edificio. CONCLUSIONES El programa experimental discutido en este documento fue diseñado para evaluar el desempeño a nivel del sistema de un edificio de dos pisos a una tercera escala compuesto por cuatro paredes alineadas a lo largo de la dirección de carga y cuatro paredes ortogonales para mejorar la resistencia a la torsión del edificio. Todas las paredes tenían una forma de sección transversal rectangular, excepto una pared con bridas, y todas estaban conectadas por dos losas de RC que simulaban diafragmas de piso. Las líneas de bisagras se introdujeron durante la construcción de la losa para facilitar el desarrollo de la torsión del edificio mediante la acción del diafragma y minimizar la transferencia de momento entre la losa y la pared para evitar el acoplamiento. El edificio se sometió a ciclos de carga controlados por desplazamiento completamente invertidos hasta que alcanzó aproximadamente un 50% de degradación de resistencia. El perfil de deflexión de los muros del edificio sobre sus alturas era similar al de un voladizo. La respuesta del edificio fue simétrica para ambas direcciones de carga, como fue evidente por los bucles histeréticos. Las pendientes de las porciones de carga de los bucles disminuyeron gradualmente, con aumentos en el desplazamiento lateral de la parte superior, lo que indica una pérdida de rigidez similar a la que se había observado para las paredes individuales en estudios anteriores. La respuesta del edificio fue aproximadamente elástica lineal hasta el 80% de su capacidad máxima, correspondiente a aproximadamente un 0,4% de desviación superior. La respuesta de carga-desplazamiento se caracterizó por bucles de histéresis simétricos delgados, mientras que en los niveles de desplazamiento más altos, los bucles eran más anchos y se caracterizaban por una capacidad reducida en el mismo nivel de desplazamiento debido a la degradación de la rigidez y la resistencia ante el aumento de deformaciones inelásticas. Debido a que la torsión del edificio influyó en el desplazamiento y, posteriormente, en las demandas de resistencia de los diferentes muros que componen su SFRS, la variación en las características de respuesta inelástica del muro creó una interacción componente-sistema que afectó tanto la redistribución de carga de los componentes del muro después del daño como la capacidad general de ductilidad del SFRS del edificio . La relación de desplazamiento de carga no lineal del edificio se idealizó mediante una relación bilineal para cuantificar su ductilidad. La idealización de la relación carga-desplazamiento se llevó a cabo a la carga máxima, correspondiente a una deriva del 1%, y al 20% de degradación de la resistencia, correspondiente a una deriva del 2%. Los valores de ductilidad calculados correspondientes a la carga máxima y al 20% de resistencia a la degradación fueron, en promedio, 2,15 y 4,2, respectivamente. Además de vincular el comportamiento a nivel de componente y de sistema.
