1

DISEÑO DE EDIFICIOS DE ACERO ESTRUCTURADOS EN BASE A MARCOS RÍGIDOS ESPECIALES

Carlos Aguirre Ahumada1, Julio Carvajal Parra1

1 Departamento de Obras Civiles, Universidad Técnica Federico Santa María,

Valparaíso. CHILE.

RESUMEN

Los edificios de acero estructurados con marcos, de acuerdo con la nomenclatura del Instituto Americano de Construcciones de Acero (AISC) son calificados como: Marcos Corrientes (OMF), Marcos Intermedios (IMF) y Marcos Especiales (SMF), dependiendo de la ductilidad que son capaces de desarrollar sus uniones.

Si bien la norma chilena de diseño sismorresistente de edificios en Chile incorpora en sus disposiciones el uso de las Especificaciones del AISC, no establece con claridad cómo se compatibilizan ambas normativas, de ahí el interés en revisar en cierto detalle su aplicación al diseño de edificios.

Se presenta una revisión de los criterios de diseño sismorresistente de edificios de acero de acuerdo a la normativa vigente y su aplicación al diseño de edificios de acero estructurados en base a marcos rígidos.

Se utilizó la norma INN NCh433.Of-96, Diseño Sísmico de Edificios y la normativa del American Institute of Steel Construction ANSI/AISC 360-05 para el Diseño Estructural de Edificios de Acero complementada con ANSI/AISC 341 05 correspondiente a las Disposiciones Sismorresistentes, para el caso de SMF, de uso preferente en zonas sísmicas. Se comparan los SMF con sus equivalentes diseñados de acuerdo a la práctica chilena.

Se incorpora como parte de este análisis, el diseño de uniones precalificadas de acuerdo a las especificaciones de la Federal Emergency Management Agency FEMA-350, Recommended Seismic Design Criteria for New Steel Moment - Frames Buildings.

2

1. ANTECEDENTES

Los marcos de acero son estructuras cuya resistencia lateral reside fundamentalmente en la capacidad a flexión y corte de sus elementos y, cuya capacidad de deformación sísmica queda determinada por la capacidad de rotación de las uniones en el rango post-elástico que se desarrolla después de que se ha alcanzado la resistencia máxima en una sección determinada. Es esta capacidad de rotación de las uniones, la que define, sobre la base de los ensayos realizados la que permite establecer que unión puede usarse para calificar un determinado tipo de marco de acuerdo a la norma AISC-2005.

Es importante destacar que la norma AISC-2005 incluye en forma explícita la necesidad de realizar un “Diseño por Capacidad” de la unión, de manera de garantizar que la disipación de la energía que introduce el sismo se disipe en los extremos de las vigas. Esto evita la plastificación de las columnas, lo que asegura la estabilidad del piso.

En este trabajo, se evalúa el diseño sísmico de edificios de acero estructurados en base a marcos especiales resistentes a momento. Con este objetivo central, se desarrollaran los siguientes objetivos específicos:

Revisar los criterios de diseño sismorresistente de la normativa vigente en Chile.

Estudiar la demanda sísmica e identificar el criterio que condiciona el diseño.

Determinar la influencia de la separación de las columnas en el diseño.

Revisar el diseño de la unión viga – columna y el impacto que produce en el dimensionamiento de los elementos estructurales.

Comparar el diseño de edificios de marcos especiales y marcos corrientes.

2. CRITERIOS DE DISEÑO SISMORRESISTENTE DE MARCOS DE ACERO

El objetivo final de todo diseño es seleccionar una estructura cuya capacidad resistente y de deformación sea inferior a la demanda que puede producir un sismo excepcionalmente severo. Para esto debe dotarse la estructura de suficiente resistencia para soportar adecuadamente las solicitaciones más desfavorables que puede producir el sismo y a la vez garantizar una capacidad de deformación que, ante la ocurrencia de un evento sísmico severo, de lugar a un nivel de daño controlado permitiendo la disipación de energía en forma dúctil. El mecanismo deseado de disipación energética de un marco de acero sometido a carga sísmica, corresponde a la formación de rótulas plásticas en los extremos de las vigas, elementos que concentran la disipación de la energía rotacional de las uniones vigas-columna. Para asegurar la ocurrencia de dicho mecanismo se requiere que el diseño asegure una capacidad suficiente de rotación de las vigas y que las columnas tengan una resistencia suficiente que asegure la plastificación de las vigas, sin que ocurran rotulas plásticas en las columnas.

3

La determinación de las demandas inelásticas en las conexiones de un marco se basa en el concepto de diseño plástico de elementos aptos para alcanzar grandes deformaciones. El procedimiento para determinar las demandas locales de los elementos constituyentes del marco ha sido revisado y estudiado en detalle por la Federal Emergency Management Agency [FEMA 350, 2000]. En la publicación mencionada se establece el corte máximo a desarrollar en vigas y el momento máximo a soportar por las columnas. Dichas demandas permiten dotar a los elementos de la capacidad necesaria para soportar y transmitir esos esfuerzos, procedimiento conocido como “Diseño por Capacidad”.

2.1. Selección del Mecanismo de Colapso en un Marco de Momento

El Diseño por Capacidad consiste en buscar un diseño que, en la eventualidad de alcanzarse la falla, esta ocurra de la manera que el ingeniero estructural espera que ocurra. Esto implica aceptar que en todo sistema estructural hay dos tipos de elementos estructurales:

a. Elementos Fusibles: corresponden a zonas más débiles elegidas y diseñadas de manera que sean las primeras que alcanzan la falla. La selección obedece a diferentes razones, por ejemplo, es deseable que la falla sea de tipo dúctil y no comprometa la estabilidad global de la estructura, de esta forma es precisamente en esas zonas donde se disipa, en forma controlada, la energía que entrega el movimiento del suelo.

b. Elementos Elásticos: corresponden al resto de los elementos que conforman la estructura, los que no deberían plastificarse si se elige y dimensiona correctamente el mecanismo de colapso.

La figura 1 muestra un entrepiso de un marco en el cual la deformación inelástica se produce en las vigas, mediante la formación de rótulas plásticas, en una zona algo distante de la cara de la columna. Para lograr tal comportamiento, es necesario controlar las rigideces y resistencia tanto de las vigas como de las columnas y de la unión misma, de manera de garantizar que la falla ocurra en las zonas pre-establecidas de la viga. Son numerosos los ensayos en diferentes tipos de uniones realizados en Estados Unidos [FEMA 350, 2000] con posterioridad al terremoto de Northridge, que han permitido establecer que uniones califican para producir el comportamiento deseado, dependiendo del tipo de marco rígido que se desea proyectar. Algunas de esas uniones se obtienen reforzando la viga en la zona cercana a la columna mediante placas de cubierta o bien debilitando la viga en la zona que se desea que ocurra la rótula, por ejemplo, reduciendo localmente el ancho del ala de la viga. FEMA 350 define un primer universo de uniones precalificadas (ver punto 3), cuyo objetivo primordial es prevenir fallas de tipo frágil, lo que no evita el daño estructural, solo establece la sección en la cual debiera ocurrir la plastificación. Las fallas por fracturas en las conexiones, por su naturaleza frágil, son no deseables, el uso de uniones que no están debidamente especificadas en la literatura técnica, requiere de ensayos cíclicos que permitan establecer la capacidad resistente y de rotación de la unión que se quiera utilizar.

4

Figura 1: Comportamiento Inelástico de Marcos con Rótulas Plásticas en Vigas

La demanda de deformación no lineal de flexión y de corte en las estructuras de marco puede alcanzar valores elevados que faciliten el desarrollo de rótulas plásticas. Si se llegan a formar una cantidad suficiente de rótulas plásticas en el marco, se produce un mecanismo y el marco puede deformarse lateralmente llegando finalmente a un estado de colapso incipiente. Este comportamiento va acompañado de una significativa disipación de energía y daños potencialmente severos en las zonas mas solicitadas de los elementos. La formación de rótulas plásticas en columnas constituye un modo de falla no deseable, pues su ocurrencia puede ocasionar “mecanismos de piso” además de ser un mecanismo de una baja capacidad de disipación de energía.

La norma AISC-2005 reconoce tres tipos estructurales de marcos rígidos: Marcos Especiales (SMF), Marcos Intermedios (IMF) y Marcos Corrientes (OMF), dependiendo de su capacidad de desarrollar rotaciones en el rango no lineal. Los SMF y los IMF deben ser capaces de desarrollar rotaciones inelásticas de 0,03 y 0,01 radianes respectivamente, los OMF se diseñan para permanecer elásticos con una capacidad mínima de alcanzar deformaciones en el rango inelástico, por esta razón, en zonas de alta actividad sísmica se prefiere el uso de SMF.

2.2. Normativa en Chile.

La NCh433 Of 96 [INN, 1996], establece que mientras no se oficialice la NCh-427 deben usarse las versiones actualizadas de las especificaciones de la American Institute of Steel Construction. En la versión 1996 de la norma chilena solo se definieron dos tipos estructurales para las estructuras de acero: pórticos y muros, diferencia que en la

5

práctica solo es nominal pues a ambos se aplica el mismo factor de reducción del espectro y consecuentemente ambos tipos estructurales se diseñan para la misma solicitación sísmica. La modificación del año 2009 a esta norma, la NCh-433Of 96 Mod. 2009 hace referencia a las versiones del año 2005 del American Institute of Steel Construction [AISC-2005a, AISC-2005b] y expande las tipologías estructurales en acero de la anterior NCh 433 Of. 96 para hacer compatibles ambas normas. De esta manera en la modificación 2009 se consideró marcos rígidos, concéntricos y excéntricos y para cada uno de ellos diferentes tipologías (especiales, intermedios, corrientes), de esta manera, los sistemas estructurales de ambas normas permiten la aplicación conjunta coherente de las normas NCh-433 96 Mod. 2009 y la norma AISC-2005.

La “Specification for Structural Steel Buildings” (AISC-2005a) acepta que el diseño pueda realizarse alternativamente mediante el método de “Resistencias Admisibles” o mediante el método de “Factores de Carga y Resistencia”. El diseño sísmico debe ser complementadas con los requerimientos de las “Seismic Provisions for Structural Steel Buildings” [AISC, 2005b], que aplica cuando el factor de reducción espectral es superior o igual a 3, condición que se da en la mayoría de los edificios de acero, con la sola excepción de edificios muy bajos.

Este trabajo se centra en el diseño sísmico de edificios estructurados en base de marcos rígidos mediante el método LRFD. Se usa la norma INN vigente en Chile anterior a la modificación 2009, vale decir la NCh433.Of96 y la norma AISC-2005.

2.3. Disposiciones Sismorresistentes AISC-2005.

La norma AISC establece requerimientos generales que deben satisfacer las estructuras de acero y requerimientos específicos que deben satisfacer cada sistema estructural, lo cual se detalla a continuación.

a) Diseño Viga Débil - Columna Fuerte. Pretende prevenir la rotulación de las columnas antes que ocurra la rotulación de las vigas y evitar de esta manera la formación de mecanismos de colapso de piso. Las rótulas plásticas en vigas de acero tienen una longitud finita, típicamente del orden de la mitad de la altura de la viga. Por lo tanto, de acuerdo a este enfoque, la ubicación de la rótula plástica debe estar por lo menos a una distancia igual a dicho largo de rótula plástica desde la cara de la columna. La figura 2 ilustra esta situación, la distancia”Sh” identifica la ubicación de la rótula plástica respecto del eje de la columna, en la misma figura se muestra la viga con y sin cartela.

6

Figura 2: Ubicación de la Formación de Rótulas Plásticas.

b) Máximo Momento Plástico Probable en la Rótula. Para determinar la capacidad resistente que se debe dar a la viga para que se produzca la rótula, es necesario estimar el mayor momento que se puede esperar. El momento plástico teórico es modificado esencialmente por dos efectos:

i. La fluencia máxima es mayor al valor mínimo especificado. El factor de corrección determinado estadísticamente de los ensayos se denomina Ry.

ii. La sección puede eventualmente alcanzar la zona de endurecimiento por deformación. El factor de corrección que se aplica se denomina Cpr.

La ecuación (1) aplica ambos factores de corrección al momento plástico efectivo en la zona donde se debe formar la rótula.

(1)

En esta ecuación: Mpr: Momento Plástico Probable en la rótula plástica.

Cpr: Factor que considera el endurecimiento por deformación y otras condiciones en la conexión. Para todas las conexiones este factor se obtiene de la ecuación (2).

7

(2)

En la mayoría de los casos es suficiente usar el valor 1.1 en reemplazo de la ecuación (2), excepto en donde se especifique un valor especial a calcular. Ry: Coeficiente que depende del material de la viga obtenido de tabulaciones en las

especificaciones sísmicas de las AISC, “Seismic Provisions” [AISC, 2005].

Ze: Módulo plástico efectivo en la sección en donde se produce la rótula plástica.

Fy: Resistencia mínima especificada a la fluencia para el material de la viga.

Fu: Resistencia mínima especificada a la rotura para el material de la viga.

Si bien las “Seismic Provisions” [AISC, 2005b] usan la expresión (1) para el cálculo del momento plástico esperado en la viga, FEMA-355D indica que el momento máximo a desarrollar en la rótula plástica es mayor que 1.1 veces el producto RyMp.

c) Corte Máximo en la Rótula Plástica. El corte en la sección de la rótula plástica puede ser determinado por equilibrio estático, considerando el diagrama del cuerpo libre de la porción de viga, entre las rótulas plásticas. La figura 3 muestra en forma esquemática el procedimiento cálculo. Debe dotarse de suficiente resistencia al corte a la viga en esa sección para garantizar la ocurrencia del mecanismo de colapso planteado.

Figura 3: Ejemplo de Cálculo del Corte en la Rótula Plástica.

8

d) Demanda de Momentos en la Sección Crítica. La máxima demanda de flexión en el encuentro de la viga con la columna se puede determinar por simple equilibrio tal como se muestra en la figura 4 asociada al ejemplo de la figura 3. Cada conexión puede presentar diferentes secciones críticas, por ejemplo, un plano vertical que pasa por la unión entre el ala de la columna y las alas de la viga es típicamente considerado un plano de falla, otra sección crítica puede ocurrir en el eje de la columna. Los momentos así determinados permiten verificar el criterio viga débil – columna fuerte y las condiciones de la zona panel al corte.

Figura 4: Ejemplo de Cálculo de la Demanda en Secciones Críticas.

Los requerimientos que se indican a continuación se refieren a SMF diseñados con el método LRFD.

e) Resistencia de Columnas. Cuando Pu/ΦPn > 0,4 se debe cumplir:

i. La resistencia a compresión y tensión, sin considerar momentos de flexión, se debe determinar usando las combinaciones de carga que incluyan la carga sísmica mayorada.

ii. La resistencia requerida no necesita ser mayor que:

La carga máxima que transfieren las vigas a las columnas considerando 1,1Ry veces la resistencia nominal en vigas.

La resistencia de la fundación al levantamiento.

9

f) Uniones Viga - Columna. Todas las uniones viga – columnas usadas en sistemas resistentes al sismo deben satisfacer los siguientes requisitos:

i. La conexión debe ser capaz de suministrar una deformación angular de entrepiso de al menos 0,04 radianes.

ii. La resistencia requerida de la conexión en la cara de la columna debe ser por lo menos el 80% del momento plástico nominal de la viga cuando la conexión alcanza una deformación angular de entrepiso de 0, 04 radianes.

iii. La resistencia requerida al corte de la conexión debe ser suministrada usando la combinación de carga 1,2D + 0,5L + 0,2 S, más la fuerza de corte resultante de aplicar un momento de 2(1,1RyFyZ / L’).

g) Espesor de la Zona Panel. El espesor de la zona panel debe cumplir la relación de la ecuación 3.

90z zd wt +⎛ ⎞≥ ⎜ ⎟

⎝ ⎠ (3)

Donde:

t : Espesor del alma de la columna o doble placa.

dz : Altura de zona panel.

wz: Ancho de la zona panel entre las alas de la columna

h) Resistencia al Corte de la Zona Panel. La zona de panel corresponde al área del alma de la columna que se encuentra delimitada por sus alas y por la prolongación de las alas de la viga. La resistencia nominal a corte de la zona panel Rv está dada por la ecuación 4.

u y

2

Si P 0,75P

3 0,6 1 cf cfv y c p

b c p

b tR F d td d t

≤

⎡ ⎤= +⎢ ⎥

⎢ ⎥⎣ ⎦ (4)

Donde:

tp : Espesor total de la zona panel incluyendo dobles placas. db : Altura de viga. dc : Altura de columna. bcf :Ancho de ala en la columna. tcf : Espesor de ala en la columna Py : Resistencia axial nominal de fluencia = FyAg Pu : Resistencia Axial requerida por la Columna.

10

Cuando 0.75 la resistencia de la zona panel al corte debe calcularse de acuerdo a la especificación LRFD.

i) Dobles Placas en la Zona Panel y Placas de Continuidad. Las dobles placas deben estar soldadas a las alas de las columnas usando ya sea soldadura de penetración completa o soldadura de filete que permita desarrollar la resistencia de corte de diseño de la placa doble. Deberá disponerse placas de continuidad en el alma de la columna en la proyección de las alas de las vigas.

j) Limitaciones en Vigas y Columnas. No se permiten cambios bruscos en el ala de la viga en zonas de rótulas plásticas. Vigas y columnas se deben satisfacer las limitaciones de esbeltez entregadas en la Tabla I-8-1 de las Disposiciones Sismorresistentes de la norma AISC, con el fin de generar secciones sísmicamente compactas.

k) Razón Resistencia Columna y Viga (Criterio Viga Débil – Columna Fuerte). Queda expresado por la ecuación (5)

*1.0

*pc

pb

MM

>∑∑ (5)

Donde:

Mv : Momento adicional debido a la amplificación del corte desde la

Posición de la rótula plástica hasta el eje de la columna.

Ag : Área total de la columna.

11

3. CONEXIONES VIGA – COLUMNA PRECALIFICADAS

Los requisitos de capacidad resistente y de deformación que deben tener las uniones de una estructurase se deben determinar mediante ensayos cíclicos tal como se indica en el Anexo P.: “Prequalification of Beam-Column and Link-to-Column Connections” de las Disposiciones Sismorresistentes (AISC, 2005b). Se permite el uso de conexiones precalificadas mediante ensayos que cumplan los límites de precalificación, sin que se requiera de ensayos adicionales, según lo establezca la autoridad competente.

El comportamiento deseado de una conexión se consigue dimensionando los elementos (viga, columna, conectores, soldadura, etc.), de manera de garantizar que, la formación de una eventual rótula plástica, esta ocurra en la viga a una cierta distancia respecto de la cara de la columna. Para esto, además de la condición viga débil-columna fuerte, debe dotarse la conexión de una mayor resistencia que la viga, lo cual puede conseguirse de dos maneras:

Reforzar localmente la sección de la viga en la conexión, de modo tal que dicha sección sea efectivamente más resistente que el resto de la viga, o

Debilitar la sección de viga en una región determinada en donde se desea privilegiar la formación de una rótula plástica.

La ocurrencia de los sismos de Northridge y Kobe puso de manifiesto el comportamiento frágil de las uniones de los pórticos de acero. A consecuencia de esto, la Federal Emergency Management Agency (FEMA, 2000a), auspició el proyecto SAC para estudiar las fallas en uniones de estructuras de acero. El programa de investigación reunió a las universidades de mayor experiencia en investigación sismorresistente, se realizaron numerosos ensayos y se actualizaron las Disposiciones Sismorresistentes para el diseño de edificios en acero. Se introdujo las uniones precalificadas en la normativa, de manera de garantizar las características de ductilidad que se impone a los distintos tipos de marcos de acero. Esto generó varias modalidades de conexión de momento desarrolladas en diferentes universidades norteamericanas, que califican para una determinada función, y además estableció protocolos de ensayos para desarrollar nuevas conexiones calificadas.

El documento FEMA - 350 (2000) es el resultado de las investigaciones antes mencionadas que dan solución al problema de las fallas que se presentaron en las conexiones soldadas después del sismo de Northridge en el año 1994. En él se establecen una serie de recomendaciones de diseño en lo que concierne a las uniones viga-columna. De estas recomendaciones cabe destacar:

Los edificios de acero estructurados en base a marcos rígidos deben ser diseñados bajo el criterio viga débil-columna fuerte, con el fin de evitar las fallas de piso.

La zona de panel debe ser dimensionada de forma tal que la fluencia al corte de esta zona ocurra en forma simultánea con la fluencia a flexión de las vigas, o bien que la fluencia se concentre exclusivamente en las vigas sin la intervención de la zona panel. Este aspecto es de importancia ya que excesivas deformaciones en la zona

12

panel tiene por consecuencia grandes esfuerzos secundarios en la conexión que impactan negativamente en el desempeño de la conexión.

Las vigas y columnas que proveen la resistencia lateral de la estructura deben cumplir con los requerimientos de secciones compactas, en lo que se refiere a la esbeltez local del alma y del ala.

Cuando se realizan conexiones de momento mediante soldadura, uniendo directamente las alas de la viga al ala de la columna, se recomienda disponer placas de continuidad, en la región proyectada de las alas de la viga dentro de la columna que deben ser soldadas a las alas de la columna.

El uso de conexiones precalificadas en marcos rígidos debe respetar todas las condicionantes de diseño de cada unión. El uso de conexiones que no han sido precalificadas requiere que se demuestre que son adecuadas para el uso en dichos marcos, para lo cual es necesario un respaldo experimental, basado en ensayos de carga cíclica que demuestren que la conexión posee un comportamiento predecible y que a su vez es capaz de suministrar una adecuada deformación en el rango no lineal.

El valor medio de la capacidad de deformación de entrepiso considerando degradación de resistencia y en condición última obtenida desde ensayos cíclicos de calificación de la conexión no debe ser menor a los valores indicados en la tabla adjunta:

Tabla 1: Capacidades de Rotación Mínima Establecidas en FEMA -350

Sistema Estructural

Rotación Angular para Degradación de Resistencia

Rotación Angular en Condición Última

[rad] [rad] OMF 0.02 0.03 SMF 0.04 0.06

Adicionalmente se estipula que:

Toda conexión precalificada debe disponer de información analítica y experimental del comportamiento de la conexión, con el fin de establecer el mecanismo de falla de la conexión.

Debe disponerse de un procedimiento racional que sea capaz de predecir la resistencia asociada al mecanismo de falla de la conexión y su grado de deformación.

Una conexión que califique para ser usada en sistemas SMF, también puede ser usada en sistemas OMF, con algunas restricciones de tipo geométrico.

13

Se acostumbra agrupar las conexiones en dos familias, según el grado de restricción de los nudos:

Conexiones completamente restringidas (FR).

Conexiones parcialmente restringidas (PR).

Para aclarar este concepto en la figura 5 tomada de la referencia ANSI/AISC 341-05 (2005b), se muestran las relaciones momento – rotación para la tipologías de conexiones mencionadas.

Figura 5: Clasificación de las Conexiones

Las conexiones FR son aquellas cuya resistencia excede el momento plástico de la viga, en estos casos la ductilidad es controlada por la viga y la conexión puede ser considerada elástica. Si ocurre lo contrario, es decir la resistencia de la viga excede la resistencia de la conexión puede ocurrir que las deformaciones se concentren en la conexión y en ese caso el modo de falla puede resultar frágil. Cuando la rigidez de la conexión es muy baja se suele suponer que se trata de una conexión simple asimilable a una rótula en el modelo de análisis. Ente ambos extemos (FR y conexión simple), el comportamiento es no lineal y requiere de un análisis del mismo tipo, problema de solución relativamente fácil en el cual la dificultad principal radica en conocer la relación momento rotación, la que se determina mediante ensayos, no siempre disponibles al usuario. La complejidad en la solución del problema aumenta si se considera la no linealidad en condiciones dinámicas cuyas curvas de histéresis son aun mas difíciles de obtener. La normativa exige incluir en el análisis las propiedades no lineales de la conexión, de ahí que la mayoría de los diseñadores opten usar aquellas conexiones fáciles de modelar, vale decir la conexión simple o la conexión FR. Las conexiones PR han sido estudiadas

Rotación, θ (radianes)

Mp,viga

14

extensivamente en la literatura y se dispone de curvas experimentales momento rotación para algunas de ellas, mayoritariamente obtenidas mediante ensayos de tipo estáticos, el proyecto SAC aportó información adicional del desempeño ante solicitaciones cíclicas de las conexiones.

A pesar de que se ha intentado incorporar estos conceptos en las especificaciones, esto se ha hecho en forma muy limitada y sin sugerir un método de análisis. Por esta razón, y la reducida experiencia en el uso de los métodos de análisis no lineal, es que no se ha masificado el uso de conexiones semirrígidas en los diseños, no obstante todas las conexiones presentan características semirrígidas en mayor o menor grado.

Previo al terremoto de Northridge (17/01/1994), la configuración usualmente usada en USA era la Conexión de Ala Soldada (no reforzada) y Alma Apernada (WUF-B). Las características de esta conexión tal como se muestra en la figura 6 son:

1 Soldadura de penetración completa entre ala de viga y ala de columna, con su respectivo agujero de acceso.

2 Alma de viga apernada con pernos de alta resistencia A325 o A490.

3 Uso de placa de continuidad de alas y doble placa en el alma.

Figura 6: Conexión de Ala Soldada no Reforzada y Alma Apernada (WUF-B).

Esta conexión presento numerosas fallas durante el terremoto de Northridge, los ensayos realizados posteriormente han demostrado que sólo califica para su uso en OMF. Se detallan a continuación algunas de las conexiones del tipo FR recomendadas en FEMA-350 aplicables a conexiones de momento viga - columna para marcos rígidos.

15

a) Conexión de Ala Soldada no Reforzada y Alma Soldada (WUF-W).

En este tipo de conexión el alma de la viga se conecta con soldadura de filete a una plancha de corte la que a su vez se conecta con soldadura de penetración completa al ala de la columna. En este tipo de conexión no está previsto un refuerzo del ala. Este tipo de conexión está precalificada para su uso en sistemas de OMF y SMF. Sus características principales se muestran en la figura 7.

1. Soldadura de penetración completa entre la placa de corte y el ala de la columna.

2. Agujero de acceso de soldadura.

3. Soldadura de penetración completa entre el alma de la viga y el ala de la columna.

4. Espesor de la plancha de unión de corte debe ser igual al espesor del alma de la viga.

5. Existencia de soldadura a ambos lados de la plancha de corte.

6. Soldadura de filete entre la plancha de corte y el alma de la viga.

7. Pernos necesarios para montaje.

8. Placas de continuidad de alas y doble placa en zona panel

Figura 7: Conexión de Ala Soldada no Reforzada y Alma Soldada (WUF-W)

16

El desarrollo de las conexiones con alas no reforzadas ha exigido un esfuerzo significativo en investigación, que dieron como resultado modificaciones importantes a la conexión comúnmente usada antes del terremoto de Northridge. Además de las limitaciones al tamaño de viga determinado por las experiencias realizadas, se agregan otras condicionantes como es la eliminación de la soldadura de apoyo y respaldo, la adición de una soldadura de filete de refuerzo, mejoramiento de la utilización de las perforaciones de acceso a la soldadura, acabado y una unión totalmente fuerte entre el alma de la viga y la columna.

b) Conexión de Ala Libre (FF). El ala de la viga se une mediante soldadura de penetración completa con el ala de la columna. El alma de la viga es removida en la zona adyacente al ala de la columna y como reemplazo se coloca una plancha de corte con forma trapezoidal la cual es unida con soldadura de penetración completa al ala de la columna y a su vez es soldada en todos sus lados con soldadura de filete al alma de la viga. Esta conexión es recomendada para SMF y OMF. Las características de esta unión se muestran en la figura 8.

1 Soldadura de penetración completa entre el ala de la viga y el ala de la columna.

2 Recorte del alma con una extensión (Lff) igual a un rango entre 5 y 6 veces el espesor del ala de la viga.

3 El radio de curvatura del recorte en la viga debe ser por lo menos de ½” .

4 Pernos de montaje, de tipo y tamaño conforme a cargas de montaje e instalación.

5 Soldadura de penetración completa entre la plancha de corte y el ala de la columna.

6 Soldadura de filete en el contorno de la plancha de corte parta unirla al alma de la viga.

7 Placas de continuidad de alas y doble placa en la zona panel.

Figura 8: Conexión de Ala Libre (FF)

17

Según lo estipulado en FEMA-350, esta conexión fue extensamente ensayada en la Universidad de Michigan y también en la Universidad de Texas. Ha demostrado un buen comportamiento, similar al exhibido por la conexión tipo WUF-F.

c) Conexión de Viga Reducida (RBS).

En esta conexión se utiliza rebaje tanto en el ala superior como en el ala inferior de la viga con el fin de reducir el área resistente del ala a lo largo de un segmento de la viga cercano a la unión con la columna. En este tipo de conexión las soldaduras de las alas de la viga al ala de la columna son de penetración completa con surco de acceso y el alma de la viga es soldada con soldadura de filete a la plancha de corte. Esta conexión califica para su uso en sistemas de SMF y OMF. Las características de dicha unión conforme a la figura 9 se resumen en:

1 Zona de reducción: a=0.5 a 0.75 veces el ancho del ala de la viga, b=0.65 a 0.85 veces el ancho del ala de la viga y c=0.2 veces el ancho del ala de la viga.

2 Detalle que muestra la abertura de acceso y la soldadura de penetración completa entre el ala de la viga y el alma de la columna.

3 Plancha de corte y pernos de montaje, en donde el alma de la viga va soldada con soldadura de filete al ala de la columna.

4 Placas de continuidad y doble placa en la zona de panel

Figura 9: Conexión con Sección de Viga Reducida (RBS)

18

Cuando este tipo de conexión es empleada, la deriva de entre piso debe ser calculada considerando el efecto de la reducción del ala. En forma alternativa, se puede incrementar la deriva en un 9% para reducciones que llegan hasta un 50% del ancho del ala de la viga, para valores menores se acepta la amplificación mediante interpolación lineal.

Este tipo de conexión se desempeña adecuadamente en los ensayos con alma soldada y ala soldada de la viga de al ala de la columna. Aun cuando la unión con alma apernada es más económica, el alma soldada proporciona una mayor efectividad en la transferencia de fuerzas a través de la conexión del alma lo que reduce los niveles de tensión en las alas de la viga y en las soldaduras de penetración completa de las alas de la viga con el ala de la columna.

d) Conexión con Placa Soldada al Ala de la Viga (WFP).

Esta conexión utiliza planchas para conectar las alas de la viga al ala de la columna, es decir, sin que exista una conexión directa entre el ala de la viga y el ala de la columna. La plancha que une las alas de la viga al ala de la columna es soldada con soldadura de penetración completa al ala de la columna y a su vez es soldada con soldadura de filete en la zona superior e inferior de las alas superior e inferior de la viga respectivamente. Este tipo de conexión es recomendada para sistemas OMF y SMF.

Se muestran algunos detalles de este tipo de unión de acuerdo a la figura 10:

1 Plancha de refuerzo en alas de la viga.

2 Soldadura de penetración completa.

3 Soldadura de filete en contorno de la plancha adyacente al contorno del ala de la viga.

4 Soldadura de filete al final de la plancha con el ala de la viga.

Esta conexión es muy parecida a la unión con plancha de cubierta “Cover-Plate”, la que ha sido extensamente usada, y cuyo comportamiento es similar a la unión WUF-W. Esta unión ha sido ensayada en la Universidad de California en Berkeley, y es preferible que la unión”Cover-Plate”, usada antes de 1994 en Estados Unidos.

Se recomienda para su uso en nuevas edificaciones porque la soldadura de penetración completa se realiza sólo entre la plancha de refuerzo y el ala de la columna, sin incluir el ala de la viga. Al aplicarse solo un espesor de soldadura, dado por el espesor de la placa de refuerzo, este es considerado más fiable que la soldadura de penetración completa de la “Cover-Plate”, que incluye además el ala de la viga y resultando una soldadura de mayor espesor.

19

Figura 10: Conexión con Placa Soldada al Ala de la Viga (WFP)

e) Conexión Apernada Con Placa Extrema no Atiesada (BUEP).

La conexión de tipo apernada con placa extrema no atiesada consiste en soldar, en taller, la viga a una placa, ubicada en el extremo de la viga, usando para ello soldadura de penetración completa, para la unión de las alas de la viga a la placa, y soldadura de filete para unir el alma de la viga a la placa. La placa extrema luego es apernada, en terreno, al ala de la columna. La soldadura de penetración completa que une el ala de la viga a la placa es realizada mediante un agujero de acceso. Este tipo de conexión es válida para usarse en SMF y en OMF.

Se muestran algunas características representadas en la figura 11:

1 Plancha extrema de acero calidad A36.

2 Soldadura de penetración completa entre el ala de la viga y la placa extrema.

3 Alma de la viga soldada a plancha extrema con soldadura de filete.

4 Pernos de conexión entre placa extrema y ala de la columna tipo A325 y A490.

5 Ubicación de los pernos conforme al diseño de la placa extrema propiamente tal.

6 Placas de continuidad de alas y doble placa en zona panel.

7 Planchas de ajuste de espaciamiento (laina).

20

Figura 11: Conexión Apernada con Placa Extrema no Atiesada (BUEP)

El comportamiento de este tipo de conexión puede ser controlado diferentes modos de fallas, incluida la falla por fluencia a flexión de una sección de la viga, fluencia a flexión de la placa extrema, fluencia de la zona panel en la columna, falla por tensión de los pernos de la placa extrema, falla al corte de los pernos de la placa extrema, y fallas de cualquiera de las zonas soldadas. Algunos de estos modos de fallas son de naturaleza frágil, y por lo tanto indeseables, por el contrario otros tipos de falla poseen una significativa ductilidad. La falla por fluencia a flexión de la viga y fluencia al corte de la zona panel son modos de falla capaces de exhibir nivel un aceptable de comportamiento inelástico, otros modos de falla no presentan dicha característica. Para establecer un adecuado diseño de este tipo de conexión, es necesario seleccionar que modos de falla permiten un control de la deformación inelástica de la conexión. Una vez decidido el modo de falla que asegura el comportamiento deseado, los distintos elementos de la conexión deben ser diseñados con la resistencia suficiente con el fin de asegurar que la conexión falla según lo deseado sin que se presenten antes fallas no previstas.

f) Conexión Apernada Con Placa Extrema Atiesada (BSEP).

La conexión de tipo BSEP consiste en soldar, en taller, la viga a una placa, ubicada en el extremo de la viga, usando para ello soldadura de penetración completa, para la unión de las alas de la viga a la placa, y soldadura de filete para unir el alma de la viga a la placa. La placa extrema luego es apernada, en terreno, al ala de la columna. La soldadura de

21

penetración completa que une el ala de la viga a la placa es realizada sin agujero de acceso. Para la unión entre el ala de la viga y el ala de la columna se disponen atiesadores verticales entre la placa extrema y la parte superior e inferior del ala superior en inferior de la viga respectivamente. Los atiesadores están soldados con soldadura de penetración completa al ala de la viga y a la placa extrema. Este tipo de conexión es válida para usarse en SMF y en OMF.

Se muestran algunas características representadas en la figura 12:

1 Plancha extrema de acero calidad A36.

2 Soldadura de penetración completa entre el ala de la viga y la placa extrema.

3 Alma de la viga soldada a plancha extrema con soldadura de filete.

4 Pernos de conexión entre placa extrema y ala de la columna tipo A325 y A490.

5 Ubicación de los pernos conforme al diseño de la placa extrema propiamente tal.

6 Placas de continuidad de alas y doble placa en zona panel.

7 Atiesadores de la plancha extrema.

8 Soldadura de penetración completa para unir el atiesador a la placa extrema y al ala de la viga.

9 Planchas de ajuste de espaciamiento (laina).

El comportamiento de este tipo de conexión es controlado por diferentes posibles modos de fallas, incluidas la falla por fluencia a flexión de una sección de la viga, fluencia a flexión de la placa extrema, fluencia de la zona panel en la columna, falla por tensión de los pernos de la placa extrema, falla al corte de los pernos de la placa extrema, y fallas de cualquiera de las zonas soldadas. Algunos de estos modos de fallas son de naturaleza frágil, y por lo tanto no deseables, por el contrario otros tipos de falla poseen una significativa ductilidad. Por ejemplo la falla por fluencia a flexión de la viga y fluencia al corte de la zona panel son modos que exhiben un aceptable nivel de comportamiento inelástico, a diferencia de los otros modos que no presentan dicha característica.

El diseño adecuado de esta conexión requiere seleccionar los elementos de manera de privilegiar aquellos modos de falla que permiten un control de la deformación inelástica de la conexión. Los restantes elementos de la conexión deben ser diseñados con resistencia suficiente para asegurar que la falla ocurre de la forma pre-establecida, evitando que se presenten fallas no previstas.

22

Figura 12: Conexión Apernada con Placa Extrema Atiesada (BSEP)

g) Conexión con Plancha Apernada Al Ala (BFP).

La conexión de tipo BFP consiste en utilizar una plancha, que se suelda al ala de la columna, para apernar a ella el ala de la viga. Las planchas de las alas de la viga son soldadas a la columna con soldadura de penetración completa, luego la placa es apernada al ala de la viga. El alma de la viga es conectada al ala de la columna con una plancha de corte. Este tipo de conexión es válida para usarse en SMF y en OMF.

Se entregan detalles de esta unión conforme a lo mostrado en la figura 13:

1 Plancha y pernos conectados al ala de la viga. Los pernos son pretensados y son del tipo ASTM A325 o A490.

2 Soldadura de penetración completa entre la plancha y el ala de la columna, soldada en taller o en terreno.

3 Planchas delgadas de ajuste de espesor (shims).

4 Plancha de corte y pernos de conexión entre el alma de la viga y el ala de la columna.

5 Placas de continuidad de las alas y doble placa en el alma de la columna en la zona panel.

23

Figura 13: Conexión Con Plancha Apernada Al Ala (BFP)

El comportamiento de este tipo de conexión puede ser regido por diferentes modos de fallas, incluida la falla por fluencia a flexión de una sección de la viga, fluencia a flexión de la placa de cubierta, fluencia de la zona panel en la columna, falla por tracción en el área neta del ala de la viga o de la placa de cubierta, falla al corte de los pernos de la placa de cubierta y fallas de cualquiera de las zonas soldadas. Algunos de estos modos de fallas son de naturaleza frágil, y por lo tanto indeseables, por el contrario otros tipos de falla poseen una significativa ductilidad. Este tipo de conexión debe quedar diseñada preferentemente para asegurar un nivel de comportamiento inelástico adecuado en que distintos elementos de la conexión deben ser diseñados con la resistencia suficiente con el fin de asegurar que la conexión falla según lo deseado sin que se presenten antes fallas frágiles. Ensayos de esta conexión indican que el mejor comportamiento inelástico es conseguido con una fluencia simultánea en los tres mecanismos preferidos de fallas, correspondientes a: flexión en viga, fluencia en la placa de cubierta, y fluencia en la zona de panel.

4. EDIFICIOS DE MARCOS ESPECIALES DE ACERO

Se revisa los aspectos más importantes del diseño de un conjunto de edificios de acero estructurados en base a marcos rígidos. Los edificios estudiados cubren alturas de 4, 8, 12 y 16 pisos, la configuración en planta es la misma en todos los niveles para todos ellos. Para el diseño se realizó un análisis lineal, las losas de pisos se modelaron como

24

diafragmas rígidos con tres grados de libertad por piso y se realizó un análisis modal espectral de acuerdo a las exigencias de la norma Nch433.Of 96.

Se usó el espectro de diseño de la norma NCh433.Of 96, se consideró los edificios emplazados en zona sísmica 3, que es la zona más urbanizada del país. Se usó un suelo tipo II según la clasificación entregada en la NCh433. Of96.

Se diseñó usando las combinaciones de carga establecidas en la normativa chilena y se condicionó el diseño para satisfacer las condiciones que deben cumplir las derivas de entrepiso.

El diseño de los elementos estructurales se realizó en base a factores de carga y resistencia (LRFD) según las recomendaciones del American Institute of Steel Construction (ANSI/AISC 360-05 (2005ª, ANSI/AISC 341-05 (2005b).

Para el diseño de uniones precalificadas se usó las recomendaciones de Federal Emergency Management Agency (FEMA-350, 2000a).

a) Bases de Diseño. Los edificios han sido estructurados en base a marcos de acero con conexiones resistentes a momento en las uniones de viga y columna. Se usaron perfiles soldados nacionales “IN” y “HN”, cuyas propiedades se encuentran detalladas “Manual de Diseño para Estructuras de Acero” [ICHA, 2001]. En aquellos casos de necesitarse perfiles de mayor altura se recurrió a perfiles especiales “IE”, que no se encuentran tabulados en dicho manual.

En todos los edificios analizados el primer piso posee una altura de 4.5 metros y el resto de los pisos 3 metros, la superficie en planta en todos los casos es de 2025 m2. Con el propósito de analizar la influencia del largo del vano (separación entre columnas), para cada una de las cuatro alturas seleccionadas, se analizó 5 alternativas de longitud de vano, lo que totaliza un universo de 20 edificios. En todos los edificios el primer piso tiene una altura de 4.5 metros y el resto de los pisos tiene 3 metros de altura. La Tabla 3, resume las propiedades geométricas de los edificios.

Tabla 3: Resumen de las Propiedades Geométricas de los Edificios.

N° Pisos

Longitud Vano e [m]

Número Vanos

n

Número de Pisos

Altura Entrepisos [m]

Altura Total [m]

1 3,75 12 4 -8-12-16 1° [4,5]-Otros [ 3,0] 13,5 a 49,5 2 5,00 9 4 -8-12-16 1° [4,5]-Otros [ 3,0] 13,5 a 49,5 3 7,50 6 4 -8-12-16 1° [4,5]-Otros [ 3,0] 13,5 a 49,5 4 9,00 5 4 -8-12-16 1° [4,5]-Otros [ 3,0] 13,5 a 49,5 5 11,25 4 4 -8-12-16 1° [4,5]-Otros [ 3,0] 13,5 a 49,5

En las figuras 14 y 15 se muestra la configuración típica de los edificios en elevación y planta para los marcos de 4, 8, 12 y 16 pisos.

b) Normusaron

Noy S

No

“M

CóStr

Di“Se

Noanfor

DiMa

mas Utilizadn para el dis

orma NCh1Sobrecargas

orma NCh43

Manual de D

ódigo de Dructural Ste

sposicioneseismic Prov

orma de Facd Resistancr Nuclear F

seño de Uanagement

Figura 14:

das. Las siseño de los

537. Of86 “s de Uso” [I

33. Of96 “D

Diseño para

Diseño paraeel Buildings

s Sismorresivisions for S

ctores de Cce Factor D

Facilities” [A

Uniones PAgency, Ju

: Elevación

iguientes noedificios.

“Diseño EsINN, 1986]

Diseño Sísm

Estructura

a edificios gs” [AISC, 2

istentes parStructural S

arga para eDesign SpecAISC, 2003

Pre-Calificadunio de 2000

n Genérica E

ormas com

tructural de.

mico de Edif

as de Acero”

de acero 2005].

ra el DiseñoSteel Buildin

l método decification fo].

das FEMA0].

Edificio Tip

mplementan

e Edificios –

ficios” [INN

” [ICHA, 20

de la AI

o de edificiongs” [AISC

e diseño LRfor Safety-R

A – 350,

o

las referen

– Cargas P

N, 1996].

008].

SC “Specif

os de acero , 2005].

RFD de la Aelated Stee

[Federal

25

ncias que se

Permanentes

fication for

de la AISC

AISC “Loadl Structures

Emergency

5

e

s

r

C

d s

y

Figura 115: Planta GGenérica Ed

dificio Tipo

26

6

27

c) Materiales. Se usó acero de producción nacional calidad A37-24ES, con las siguientes propiedades físicas y mecánicas:

E = Módulo de Elasticidad = 2100 [tonf/cm2]

G = Módulo de Corte = 840 [tonf/cm2]

ν = Módulo de Poisson = 0,25.

Fy = Tensión de fluencia del acero = 2,4 [tonf/cm2]

Fu = Tensión de rotura del acero = 3,7 [tonf/cm2]

d) Parámetros Sísmicos. Se muestran en las Tablas 4, 5 y 6

Tabla 4. Parámetros NCh-433 Of.96

Tabla 5: Parámetros del Suelo

e) Cargas.

Peso Propio. Los elementos estructurales (vigas y columnas) son consideradas mediante la cubicación automática del programa de análisis. También se considera el peso de la losa colaborante.

Sobrecarga permanente de piso = 100 [Kgf/m2].

Sobrecarga permanente de Techo l= 50 [Kgf/m2].

Edificio Habitacional Categoría C Factor de Importancia, I 1.0 Zona Sísmica 3 Aceleración Efectiva Máxima del Suelo, Ao 0.4g Factor de Reducción R (Análisis Estático) 7 Factor de Reducción R0 (Análisis Modal) 11

Suelo Tipo II To 0.30 [s] n 1.33 T' 0.35 [s] p 1.5 s 1.0

28

Sobrecarga. (Norma NCh1537. Of86)

Piso = 250 [Kgf/m2].

Techo = 100 [Kgf/m2].

Carga Sísmica. (NCh433. Of 96)

Combinaciones de Carga. Se consideran las siguientes combinaciones de carga entregadas por la norma NCh433. Of96 y adicionalmente las entregadas por la norma de Factores de Carga para el diseño LRFD de la AISC:

Combinación 1: 1.4( Peso propio + Sobrecarga + Sismo X-X) [NCh433]

Combinación 2: 0.9*Peso propio + 1.4*Sismo X-X [NCh433].

Combinación 3: 1.4( Peso propio + Sobrecarga + Sismo Y-Y) [NCh433]

Combinación 4: 0.9*Peso propio + 1.4*Sismo Y-Y [NCh433].

Combinación 5: 1.4*Peso propio [LRFD].

Combinación 6: 1.2*Peso propio + 1.6*Sobrecarga [LRFD].

Combinación 7: 1.2*Peso propio + 0.8*Sobrecarga + Sismo X-X [LRFD].

Combinación 8: 1.2*Peso propio + 0.8*Sobrecarga + Sismo Y-Y [LRFD].

f) Otras Condiciones de Diseño.

Se verificó los límites de desplazamiento de la NCh-433Of 96 tanto en el centro de masas como en otros puntos de la planta. También se verificó el cumplimiento del criterio Viga Débil - Columna Fuerte de las Disposiciones Sismorresistentes del AISC.

5. RESULTADOS DE DISEÑO

Se diseñaron los marcos de acero resistentes a momento como marco especial SMF, se verificó los requerimientos de diseño para estos marcos según las “Seismic Provisions for Structural Steel Buildings “[AISC, 2005] (vigas, columnas y uniones viga-columna), de manera de asegurar el comportamiento dúctil esperado de la estructura ante solicitaciones sísmicas.

Se verificó la deriva de entre piso conforme a la norma Chilena NCh433. Of96 y el cumplimiento del criterio de diseño viga débil-columna fuerte según lo estipulado en las provisiones sismorresistentes de la AISC. La Tabla 6 resume los resultados del análisis modal espectral de acuerdo con la norma NCh433. Of 96, en ella se incluye los valores límites de Corte Mínimo (Qmín) y Corte Máximo (Qmáx) según lo estipulado en la norma antes mencionada, el Corte Elástico

29

Reducido (Qe) obtenido del análisis sísmico con espectro de norma y los factores de reducción R* y R*co. Este último factor representa el R* efectivo, resultado de corregirlo para que el corte de diseño quede dentro de los límites de la norma.

Tabla 6: Resumen Análisis Nch433, Dirección XX, Edificios de 4 a 16 Pisos

Pisos Tipo

T [seg]

W [Tonf]

Qmín [Tonf]

Qmáx [Tonf]

Qe [Tonf] R* R*co Qdiseño

[Tonf]

4

1 0.36 5461 364.10 764.52 688.00 6.77 6.77 688.00 2 0.86 3950 263.30 552.99 147.64 8.95 5.02 263.30 3 0.87 3906 260.40 546.85 145.17 8.98 5.01 260.40 4 0.90 3868 257.90 541.50 136.73 9.05 4.80 257.90 5 0.74 3939 262.60 551.47 183.62 8.62 6.03 262.60

8

1 1.16 9172 611.50 1284.09 216.93 9.56 3.39 611.50 2 0.90 9835 655.70 1376.94 332.44 9.06 4.59 655.70 3 1.22 8607 573.80 1204.99 188.13 9.66 3.17 573.80 4 1.27 8329 562.20 1180.53 178.78 9.73 3.10 562.20 5 1.32 8432 555.30 1166.08 173.04 9.80 3.05 555.30

12

1 1.45 14516 967.70 2032.23 240.25 9.96 2.47 967.70 2 1.51 13742 916.10 1923.86 217.52 10.03 2.38 916.10 3 1.51 13117 874.50 1836.38 211.23 10.02 2.42 874.50 4 1.50 13112 876.10 1839.88 212.39 10.02 2.43 876.10 5 1.59 13528 901.80 1893.87 211.74 10.11 2.37 901.80

16

1 1.70 25414 1694.30 3558.01 343.42 10.21 2.07 1694.302 1.73 21740 1449.30 3043.60 285.42 10.08 2.02 1449.303 1.68 18800 1253.30 2631.97 255.62 10.19 2.08 1253.304 1.71 17672 1259.40 2644.83 254.87 10.22 2.03 1259.405 1.62 19672 1178.20 2474.43 249.79 1013 2.19 1178.20

30

6. COMENTARIOS

1. El diseño de todos los edificios queda controlado por el corte basal mínimo, con la sola excepción del edificio tipo 1 de 4 pisos, para sus cinco configuraciones en planta.

2. El período límite para el cual el factor de reducción no requiere corrección resulta para esta muestra 0,36 segundos. La corrección al valor de R* disminuye a medida que aumenta el período alcanzando un 25% del valor R* calculado para los edificios más flexibles con períodos del orden de 1,7 segundos.

3. En todos los casos, Debido al bajo acoplamiento del análisis modal se alcanza un valor cercano del 97 % de la respuesta con los dos primeros modos. La masa sísmica correspondiente al primer modo tiene una fuerte influencia fluctuando entre el 85% y el 87%.

4. El espaciamiento entre columnas tiene poca incidencia en el peso del edificio, el menor valor se produce para separaciones del orden de unos 8 metros.

5. El diseño de marcos rígidos está fuertemente condicionado por el control de deriva de la norma NCh433.Of 96. Una segunda condicionante es el criterio de diseño viga débil-columna fuerte.

6. Las condiciones que imponen los distintos tipos de uniones precalificadas introducen una nueva condicionante en el caso de los SMF diseñados con la norma AISC, lo que no ocurre en el caso de edificios de marcos corrientes diseñados con la norma chilena.

7. Los requerimientos de rigidez dado por la condición (5) anterior, causan un aumento de secciones en las columnas de los primeros pisos. La condición viga débil- columna fuerte introducen aumentos de secciones en las columnas de los pisos superiores, esto a pesar al bajo nivel de las solicitación presente en los últimos pisos.

8. La condición (1) de diseño a corte mínimo, resta importancia al factor de reducción, lo que muestra que en la mayoría de los casos analizados la reducción por ductilidad no parece necesaria pues es corregida por el límite dado por el corte mínimo.

9. Lo indicado en el punto anterior cuestiona la necesidad de uniones especiales correctamente detalladas, para generar una estructura muy dúctil, asociada a lo cual se puede reducir bastante el espectro elástico. En la práctica a medida que crece la altura se puede disminuir el factor de reducción de resistencia a valores tan bajos como ¼ del seleccionado para edificios de más altura.

10. No obstante los resultados en comento, las diferencias en peso de acero entre el marco corriente diseñado con la norma chilena sin uniones precalificadas y uno especial que si usa ese tipo de conexiones, es del orden del 4%.

11. Es decir, un marco especial, con mejores propiedades de ductilidad y detallado correctamente, no goza del beneficio de la reducción aplicado a estructuras dúctiles debido al límite impuesto por el corte mínimo. No obstante su peso no difiere sustantivamente del peso de un marco corriente, o sea a costo similar se puede obtener un marco de mucho mejor comportamiento sísmico.

12. Lo anterior hace prácticamente innecesario el uso de marcos corriente, más aun cuando la severidad del terremoto por ocurrir se desconoce.

13. Incide fuertemente en lo dicho en el punto (11) el control de deformaciones que impone la norma NCh-433 Of96.

31

14. Se podría pensar en marcos más esbeltos, pero su materialización requiere necesariamente que se relaje la disposición normativa de deriva mínima.

15. Los marcos semirrígidos, con conexiones PR experimentan deformaciones de hasta en un 40% más que los marcos rígidos con conexiones FR, la diferencia es mayor cuanto mayor es la altura del edificio y se nota especialmente en los edificios más flexibles (12 y 16 pisos).

16. Los edificios bajos, de 4 y 8 pisos, no resultan mayormente afectados por la presencia de una unión PR y no se requiere recurrir a aumentar la rigidez lateral para controlar las deformaciones.

17. Una verificación mediante un análisis no lineal efectuada muestra que un marco de acero con conexiones precalificadas es capaz de mantener su resistencia aún cuando la demanda de rotación plástica sea alta, manteniendo la estabilidad de la estructura hasta un nivel alto de deformaciones.

18. Este mejor desempeño ante sismos de gran intensidad, sin colapsar frágilmente es sin duda una ventaja relativa importante de los marcos especiales frente a los marcos corrientes, que no pueden desarrollar su máxima capacidad al corte por la reducida capacidad de rotar de las uniones.

REFERENCIAS

AISC (2003) – American Institute of Steel Construction, Inc. “Load and Resistance Factor Design Specification for Safety-Related Steel Structures for Nuclear Facilities”, 2003.

ANSI/AISC 360-05 (2005a): “Specification for Structural Steel Buildings”, American Institute of Steel Construction, Inc., Chicago, USA.

ANSI/AISC 341-05 (2005b): “Seismic Provisions for Structural Steel Buildings”, American Institute of Steel Construction, Inc. Chicago, USA.

Bertero, Vitelmo (2004), “Earthquake Engineering from Engineering Seismology to Performance – Based Engineering”, 2004.

Carvajal Julio 2010), “Diseño de Edificios de Acero Estructurados con Marcos Rígidos Especiales”. Memoria de Título, Universidad Técnica Federico Santa María, 2000.

Chen, Cheng – Chih (2005), “Ductile Moment Connections Used in Steel Column – Tree Moment – Resisting Frames”, Journal of Constructional Steel Research, 2005.

Delgadillo, Rodrigo (2001). “Recomendaciones para el Diseño Sismorresistente de Estructuras de Acero en Chile”, Memoria de Título, Universidad Técnica Federico Santa María, 2001.

FEMA (2000a): FEMA-350 “Recommended Seismic Design Criteria for New Steel Moment - Frames Buildings”, Federal Emergency Management Agency. 2000.

Fuentes, Juan Pablo (2005). “Evaluación del Desempeño en Marcos de Acero Mediante Métodos Simplificados”, Tesis de Grado, Universidad Técnica Federico Santa María, 2005.

Grierson, Donald (2005), “Optimal Performance – Based Seismic Design Using Modal Pushover Analysis”, Journal of Earthquake Engineering, Imperial College Press”, 2005.

González, José (2004). “Evaluación del Comportamiento Sísmico de Marcos de Acero Diseñados de Acuerdo a NCh433. Of96”, Memoria de Título, Universidad Técnica Federico Santa María, 2004 (en desarrollo).

32

Hernández, Claudio (2000). “Comportamiento de Uniones Viga – Columna de Acero Sometidas a Carga Cíclica”, Memoria de Título, Universidad Técnica Federico Santa María, 2000.

INN (1986) – Instituto Nacional de Normalización, NCh1537. Of86 “Diseño Estructural de Edificios – Cargas Permanentes y Sobrecargas de Uso”, 1986.

INN (1996): “NCh 433 Diseño Sísmico de Edificios”, Instituto Nacional de Normalización, Santiago, Chile.

INN (2009): “NCh 433 Diseño Sísmico de Edificios”, Instituto Nacional de Normalización, Santiago, Chile.

Irisarri Harding, Alejandro (1998). “Conexiones Semirrígidas en Estructuras de Acero y su Influencia en el Análisis”, Memoria de Título, Universidad Técnica Federico Santa María, 1998.