SECCIÓN 1: RECUENTO HISTÓRICO
ANALISIS SISMICO DE EDIFICIOS
Tomás Guendelman y Mauricio Sarrazin
La historia del análisis sísmico moderno de edificios tiene hitos definidos por las capacidades informáticas disponibles en el tiempo, pudiendo entonces hablarse de tres periodos: (1) entre los años 1960 y 1980, (2) entre 1980 y 2000 y (3) a partir de 2000 hasta el presente. También podemos aventurar un pronóstico hacia adelante, pero necesariamente será acotado, pues los cambios tecnológicos serán cada vez más frecuentes y más significativos. Sin embargo, la historia comienza a escribirse antes de 1960, período previo a la aparición de los primeros computadores, en el que se sentaron las bases teóricas que describen los algoritmos que serían posteriormente transformados en códigos de programación, diagramas de flujo y programas de aplicación.
Es digno destacar que el primer texto sobre la teoría moderna de la resistencia de los materiales fue escrito en 1826, por Navier, a lo que siguió un intenso trabajo sobre mecánica estructural que se extendió hasta la primera mitad del siglo XX. En ese período aparecen, entre otras, la ecuación de los tres momentos para el análisis de las vigas continuas, debida a Clapeyron, el método de las deformaciones, de Maxwell, el círculo de Mohr, los teoremas de Castigliano, la viga conjugada de Green y el método de la distribución de momentos, más conocido por el nombre de su autor, Hardy Cross.
En relación al análisis sísmico, se observa que a lo largo del tiempo se registraron numerosas variantes conducentes a la evaluación de las solicitaciones impuestas por los sismos en las estructuras y en la forma en que éstas se distribuían en el esqueleto resistente de la estructura.
El primer método que se empleó consistió en suponer que la estructura se podía idealizar como una varilla de inercia variable sometida a la acción de fuerzas sísmicas dadas por el producto de la masa de cada piso por una aceleración del 12% de la gravedad. De esta distribución uniforme en altura se pasó luego a una triangular invertida y, finalmente, a diversas formas de mejor aproximación al modo fundamental de vibración de la estructura.
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Con respecto a la distribución de solicitaciones entre los diferentes elementos resistentes, los primeros procedimientos supusieron que debería ser proporcional a las rigideces basales, o a las de entrepiso, con la consiguiente violación de las condiciones de compatibilidad cinemática simultánea en todos los niveles. Tales discrepancias fueron motivo de numerosas investigaciones, destacando las correcciones de Muto y las derivadas de los estudios de la interacción entre marcos y muros, desarrolladas preferentemente con modelos continuos.
MODELO CONTINUO DE INTERACCIÓN
En el país se reconoce una gran influencia a las lecciones que derivaron de los terremotos de Valparaíso, en 1906 y de Chillán, en 1939 (Ref.: INGENIERÍA SÍSMICA EN CHILE. Rodrigo Flores Álvarez; www2.ing.puc.cl/~iing/ed428/rodrigoflores. html). Debido a los efectos catastróficos del terremoto de Valparaíso, el gobierno impulsa el estudio de los fenómenos sísmicos y crea el Instituto Sismológico de Chile, en 1908, cuyo director fue el sismólogo francés Fernand Montessus de Ballore.
El terremoto de Chillán, por su parte, da inicio a la estructuración de los edificios mediante muros de corte, en lugar del tradicional edificio de marcos rígidos, lo que originó el extraordinario desempeño de numerosos edificios de hormigón armado de alrededor de 15 pisos, construidos entre los años 1940 y 1960, que resistieron en excelente forma el sismo destructivo de marzo de 1985. Entre los primeros edificios construidos en la década de los 40 aparecen el Hotel Carrera y la ex Caja de Seguro Obrero.
En todos esos años surgieron grandes aportes registrados en la literatura técnica internacional, hasta que, a mediados de los años 60, junto con la entronización definitiva de la computación digital, se logró consolidar los métodos de análisis matricial, que incorporaron, simultáneamente, las ecuaciones de equilibrio con las de compatibilidad de desplazamientos.
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Es en este segundo periodo, cuando se producen dos grandes “explosiones”: la “explosión sísmorresistente”, a consecuencias del “Gran Terremoto Chileno” de 1960, erróneamente conocido como “El Terremoto de Valdivia”, y la “explosión informática”, con el surgimiento de los primeros computadores digitales, los lenguajes simbólicos de programación y la transformación de los desarrollos teóricos del periodo anterior, en programas de aplicación.
El análisis matricial y los computadores denominados “de tercera generación”, permitieron incorporar formalmente el método de análisis modal espectral en la moderna norma sísmica NCh433 provisoria de 1968, oficializada en 1972.
En esta versión de la norma sísmica, se estableció que los resultados modales se combinaban promediando el máximo posible (suma de valores absolutos) con el máximo probable (raíz cuadrada de la suma de cuadrados modales).
Rápidamente después del sismo, y con capacidades de programación extendidas en la comunidad científica, se constituyeron potentes grupos de investigación en diversas universidades del país que, en 1962, condujeron a la creación de ACHISINA, a la adjudicación a Chile como sede del IV Congreso Mundial de Sismología e Ingeniería Antisísmica. Numerosos destacados egresados optaron exitosamente a becas de postgrado en prestigiadas universidades del extranjero y, cuando retornaron a Chile, asumieron labores de docencia, investigación y ejercicio profesional. Pasaron de discípulos a maestros.
En relación a las herramientas de tipo tecnológico que caracterizan esta época, cabe mencionar la aparición de una nueva generación de computadores, ya no de un par de miles de bytes de memoria directa, sino de algunos cientos de Kbytes que, sumado a discos de razonable capacidad de almacenamiento, permitieron un perfeccionamiento de los modelos y métodos de análisis, con énfasis en modelos de marcos equivalentes. Nuevamente destaca la figura de Muto, creador del concepto de “nudos finitos”, mediante los cuales se pudo modelar, conjuntamente, elementos esbeltos (columnas y vigas) con otros de mediana o baja esbeltez (machones y muros).
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En este periodo se observa el importante salto debido al desarrollo del modelo pseudo tridimensional, para ejes resistentes planos, donde el efecto de monolitismo estructural se introduce mediante áreas colaborantes. Este modelo supone que los ejes resistentes sólo tienen rigidez en su propio plano y que los diafragmas de piso (losas horizontales), son infinitamente rígidos en su plano e infinitamente flexibles fuera de él. Se explicita la compatibilidad de desplazamientos horizontales entre los ejes resistentes, en cada diafragma, a través de la definición de tres grados de libertad (dos traslaciones mutuamente ortogonales y una rotación en torno a un eje vertical al plano), y que tal compatibilidad es simultánea en todos los pisos del edificio.
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La excelencia de la ingeniería antisísmica chilena es reconocida internacionalmente en 1972, y se atribuye al exitoso modelo estructural conformado por muros de corte, el cual se denomina “edificio chileno”. El país entró así en las “ligas mayores”, en las que se mantiene inamovible.
Cuando ya aparecen computadores más veloces y con capacidades aún más grandes, se perfecciona el modelo pseudo tridimensional monolítico, que rectifica el modelo pseudo tridimensional, agregando la condición cinemática de compatibilidad explícita en las aristas de ejes resistentes concurrentes.
Los cambios tecnológicos tienen su más contundente expresión en términos de capacidades de almacenamiento de información, velocidades de proceso y costos asociados. Edward Wilson, profesor emérito de la Universidad de California, Berkeley, creador de los más prestigiados programas comerciales de análisis y diseño estructural, incluyó en la versión de 1999 de su libro “Dynamic Analysis: With Emphasis On Wind and Earthquake Loads”, ejemplos que muestran dramáticas variaciones de velocidades y costos del análisis computacional entre 1957 y 1999. Si tomamos en cuenta que, además, entre 1999 y 2012 los cambios tuvieron un crecimiento exponencial, estas cifras, que ya parecían excepcionales, quedaron nuevamente minimizadas.
En la tercera etapa, que nace con el siglo XXI, se han desarrollado numerosos programas orientados al análisis y al diseño que cuentan con herramientas gráficas y de pesquisa de datos, que agilizan considerablemente las respectivas tareas. Del mismo modo, se ha logrado conectar análisis con diseño, lo que hasta hace algunos años eran etapas independientes. Los casos más importantes en esta dirección son: inclusión del método constructivo; el método “Puntal-Tensor”; la expresión del equilibrio en la posición deformada (Efecto P-Δ); el diseño por capacidad; el uso masivo de sistemas de protección sísmica (aisladores basales y disipadores de energía; el diseño por desempeño; el análisis no lineal; la inclusión de modelos con elementos finitos en sustitución de marcos equivalentes, entre otros.
MÉTODO DE ELEMENTOS FINITOS
El método de elementos finitos nació en la década de los años ’50, para la solución de problemas de mecánica de sólidos elásticos no representables mediante elementos uniaxiales. Se basa en la discretización física del sólido en pequeños elementos que comparten bordes, cuya posición deformada depende exclusivamente de los desplazamientos de sus nodos, definidos como las incógnitas independientes (grados de libertad) del problema.
Las limitaciones computacionales de la época originaron desarrollos para representar los desplazamientos en el elemento mediante funciones polinómicas conformes, es decir, que producían compatibilidad completa en los bordes. No siempre esta discretización se pudo satisfacer plenamente y se aceptaron algunas soluciones con funciones no conformes que producían resultados razonables, pero que requerían mallas de elementos muy refinadas.
Un cambio significativo se alcanzó con el desarrollo de elementos isoparamétricos que extendieron el método a niveles notables. Se pudo emplear en sólidos de configuraciones geométricas muy complejas que, en el caso de los edificios, incluyeron losas, muros, fundaciones, interacción entre la estructura y el suelo, láminas delgadas, sólidos macizos, entre
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muchas otras. En estos días los edificios se modelizan en forma completa con este tipo de elementos, para solicitaciones de diversos orígenes, como las acciones sísmicas.
La teoría completa del método escapa al alcance de este artículo. Sin embargo, para ilustrar sus aplicaciones, se muestra a continuación la imagen de un edificio de archivo, proporcionada por la oficina de cálculo RLE Engineers:
MÉTODO DEMANDA - CAPACIDAD
El Método Demanda - Capacidad (Chopra-Goel, Berkeley), ampliamente difundido en la práctica habitual de ingeniería de proyectos de gran envergadura, proporciona resultados muy adecuados del comportamiento estructural más allá de los límites elásticos, para un amplio rango de estructuras.
Consiste, esencialmente, en la búsqueda de un compromiso entre la DEMANDA (acción sísmica) y la CAPACIDAD (oferta resistente de la estructura), que se logra mediante la determinación del PUNTO DE DESEMPEÑO, en el que dicho compromiso se satisface.
La capacidad estructural se describe por el Espectro de Capacidad, que se obtiene mediante un procedimiento estático no lineal denominado Pushover, consistente en la aplicación de una ley estática de fuerzas sobre la estructura, que se incrementa monotónicamente, para generar sucesivas rótulas plásticas. El procedimiento se aplica por etapas y se prolonga de la misma forma, hasta que la estructura se transforma en un mecanismo.
Cada etapa concluye al detectarse una nueva rótula plástica que modifica la estructura para la etapa siguiente. Se miden Sa y Sd, en que Sa es el cuociente entre el esfuerzo de corte basal acumulado y la masa total de la estructura y Sd es el desplazamiento lateral acumulado en cota superior de la estructura. Los pares de valores Sa y Sd dan origen a la curva denominada “Espectro de Capacidad”.
La demanda sísmica se describe a través del “Espectro de Demanda”, que relaciona la pseudo aceleración inelástica con el desplazamiento de la cota superior de la estructura. Las pseudo aceleraciones de una misma acción sísmica, son cada vez menos severas en la medida en que la estructura ofrece menor resistencia, por lo que los diferentes espectros dan lugar a un Diagrama de Demanda, que resume todos los espectros en una sola figura.
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Se entenderá que el diseño de la estructura es satisfactorio si en el Punto de Desempeño, donde se encuentran la capacidad y la demanda, para un mismo nivel de ductilidad, se satisfacen los denominados Estados Límite de la Estructura. Todos los elementos constituyentes de este procedimiento, se expresan gráficamente en la figura siguiente:
En general, estos estados límite se asocian a un Desplazamiento Objetivo, representado por la fracción δ /H, en que δ es el desplazamiento lateral máximo del nivel superior con respecto a la base y H es la altura de la estructura.
Aunque el inicio de esta metodología es de la década de 1980, o tal vez un poco antes, el comienzo formal de su empleo nace con el documento VISION 2000 (SEAOC, 1995), en el que se establecen los denominados Criterios de Desempeño, que se sintetizan en la tabla siguiente:
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Simultáneamente con el control del cuociente δ/H, debe atenderse a que la ductilidad global μ necesariamente debe quedar acotada a máximos aceptables, de acuerdo a los niveles de desempeño. Con tal objetivo, y a partir de la proposición de VISION 2000, la práctica nacional ha establecido lo siguiente:
En que Sae es la pseudo aceleración elástica y R*, el Factor de Reducción de la Aceleración Espectral.
DISEÑO POR CAPACIDAD
La analogía de Paulay y Priestley, que se muestra en la figura siguiente, fija el concepto fundacional del diseño por capacidad, que se extiende a las estructuras:
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Se puede observar que si todos los eslabones fueran frágiles, e iguales, la falla no podría estar controlada. En cambio, la ductilidad y menor resistencia de un solo eslabón, origina un cambio significativo en la respuesta del sistema.
MÉTODO PUNTAL-TENSOR
Este método, como se muestra en la figura precedente, se apoya en una correcta interpretación del flujo de las fuerzas, desde sus puntos de aplicación hacia los soportes de la estructura, lo que permite realizar un análisis físico del problema mediante un modelo simple, tipo enrejado. Su principal aplicación se encuentra en los casos en que se requiere diseñar zonas singulares de difícil inclusión en modelos de análisis tradicionales.
EFECTO P-
En el caso de edificios que experimentan importantes desplazamientos laterales debido a la acción de fuerzas sísmicas o de viento, puede ser necesario plantear las ecuaciones de equilibrio en la posición deformada del edificio, lo que origina un incremento del momento flector que producen las cargas laterales, debido a la acción de las cargas verticales actuando sobre sus correspondientes desplazamientos. Esta consideración, generalmente de segundo orden, puede ser de gran importancia por la peligrosa disminución de la rigidez lateral que se pudiere presentar.
Existen diversas disposiciones para cuantificar el fenómeno y acotar su importancia, observándose consenso en torno a incrementos del momento basal en torno a 10% del debido exclusivamente a las cargas laterales. Sin embargo, la complejidad aparente del problema no es tal, pudiendo considerarse siempre este efecto mediante la inclusión de la rigidez geométrica del edificio, con su aporte negativo en la rigidez total. Las figuras siguientes ilustran esta sencilla formulación:
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La matriz [ΚG] es la misma que se obtendría en el marco ficticio de la figura siguiente:
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en que E 12 h N i I 2 i i =
SISTEMAS DE PROTECCIÓN SÍSMICA
Desde el siglo pasado se han propuesto numerosos dispositivos para desacoplar el movimiento de los edificios de las vibraciones del suelo durante terremotos, con el fin de proteger sus estructuras, componentes no-estructurales y contenidos.
Los primeros sistemas se basaban en elementos deslizantes colocados entre el suelo y la estructura, tales como una capa de arena (China, 1980), o rodamientos (usados en sendos edificios en ciudad de México, 1974 y Sebastopol, Ukrania, 1980). Incluso existe una patente en San Francisco, EEUU, que data de 1870 consistente en un apoyo de bolas contra dos superficies curvas, muy similar al moderno sistema del péndulo de fricción de doble superficie cóncava que se emplea hoy.
La primera aplicación a un edificio de importancia en los EEUU data de 1985, ciento quince años después de la mencionada patente: el edificio del Centro de Justicia de Foothill, en Rancho Cucamonga, California.
El estudio teórico sistemático del aislamiento sísmico data de fines de los 60. En la Conferencia Mundial de Ingeniería Sísmica que tuvo lugar el año 1969 en Santiago, un ingeniero chileno propuso la construcción de un edificio cuyos pisos colgaban desde una estructura rígida central. Este concepto fue posteriormente utilizado en el diseño del edificio de la CEPAL, cuyo segundo piso cuelga mediante tensores de la estructura superior y se apoya lateralmente en topes de goma.
Los movimientos sísmicos producen daño en las edificaciones por las fuerzas generadas por las aceleraciones y por las deformaciones internas que se producen por el movimiento que se propaga dentro de ellas. Ambos efectos pueden reducirse mediante la incorporación de un sistema aislante en la base del edificio que no deje pasar la energía del terremoto hacia la estructura. En ello está basado el aislamiento sísmico: montar el edificio sobre elementos flexibles o deslizantes que filtren el movimiento del suelo alejando la respuesta del edificio de las frecuencias vibratorias en las cuales el terremoto tiene mayor energía. Este aislamiento es especialmente importante en la dirección horizontal, pues en ella el terremoto tiene mayor energía y la estructura generalmente es más débil.
El efecto del sismo es menos relevante en dirección vertical y su efecto es similar en las estructuras aisladas sísmicamente que en las no aisladas. Un sistema de aislamiento perfecto -como sería colocar apoyos sin roce- significaría desplazamientos enormes de la base del edificio durante un sismo o bien desplazamientos fuera de control para cargas de viento. Se hace necesario, entonces, agregar al sistema aislante otras dos características fundamentales: una fuerza restitutiva que actúe en sentido contrario al movimiento relativo entre edificio y suelo, para que luego de un sismo éste tenga sólo
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desplazamientos remanentes menores, y algún sistema de disipación de energía para controlar el desplazamiento relativo máximo de la base.
Una vez colocado un elemento restitutivo (resorte o similar), el edificio pasa a comportarse como un oscilador que vibra sobre su base con cierta frecuencia propia. El aislamiento de base consiste, en esencia, en la disminución de la frecuencia propia de la estructura mediante un sistema aislante en su base de manera de alejarla de las frecuencias de mayor energía de los terremotos, “desintonizando” así al edificio de la “señal sísmica” agregándole, al mismo tiempo, amortiguamiento para reducir aún más las deformaciones; por esto es más efectivo mientras mayor sea dicha frecuencia propia.
El aislamiento en la base forma parte de los llamados Sistemas de Protección Sísmica, siendo éste el más efectivo de todos ellos. Otros dispositivos de protección son los disipadores de energía, que se instalan al interior de la estructura con el fin de reducir la respuesta dinámica, los cuales pueden ser de tipo pasivo, semi-activo o activos. Por último, también se emplean amortiguadores mecánicos de masas sintonizadas que se ubican en el nivel superior del edificio.
Los principales sistemas empleados actualmente para aislamiento sísmico en la base son los elastoméricos (goma natural, neopreno u otros) y los deslizantes o rodantes, aun cuando también se han empleado resortes de acero.
Aislador de péndulo de fricción
La goma es un material que tiene la propiedad de ser prácticamente incompresible, de manera que si se la refuerza adecuadamente con placas de acero, se obtiene un elemento muy rígido en dirección vertical y flexible, por deformación de corte, en dirección horizontal (típicamente del orden de 400 veces más rígido en vertical que en horizontal), lo que la hace ideal para ser empleada en apoyos aislantes.
La goma tiene también otras propiedades deseables: es durable en condiciones ambientales adversas, fácil de trabajar, no lineal en su relación fuerza/deformación, gran resistencia, amortiguamiento propio y un costo abordable. Es por ello que la mayor cantidad de aplicaciones de aislamiento sísmico ha sido mediante dispositivos elastoméricos.
Dentro de ellos se pueden distinguir tres tipos: de goma de bajo amortiguamiento (que en general deben combinarse con elementos disipadores de energía), de goma de alto amortiguamiento, y de goma con núcleo de plomo. El plomo actúa como un disipador de energía incorporado dentro del dispositivo aislante. La capacidad de carga de estos aisladores depende de su tamaño, pudiendo llegar a 500 ton o más, quedando sus dimensiones limitadas por razones arquitectónicas.
Otro tipo de aisladores muy utilizados son los deslizantes, normalmente consistentes en superficies de acero inoxidable, pulidas al espejo, sobre las cuales deslizan elementos de teflón. Las superficies pulidas pueden ser planas, en cuyo caso deben combinarse con otros elementos que incorporen la fuerza restitutiva, o cóncavas, caso en que la fuerza restitutiva
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Aislador de resortes y amortiguador hidráulico Esquema aislador de fricción de doble acción
Aislador de goma son núcleo de plomo
surge de la componente horizontal de la reacción del peso propio sobre la superficie inclinada. Estos aisladores incorporan también disipación de energía por roce entre el teflón y el acero. En ocasiones, es necesario agregar mayor capacidad de disipación de energía y se colocan en paralelo amortiguadores ya sea de tipo viscoso, de roce o de histéresis de metales dúctiles.
Existen actualmente alrededor de 20.000 estructuras en 30 países protegidas mediante aislamiento sísmico o algún otro sistema de disipación sísmica. Por lejos, el país con más aplicaciones es Japón, con más de 6.600 edificios. Le siguen en número de aplicaciones China, Rusia, Italia y Estados Unidos. Pero si se calcula el número de aplicaciones por habitante, aparece en primer lugar Japón, seguido por Armenia, un pequeño país que cuenta con más de 40 edificios aislados sísmicamente. En tercer lugar, queda Nueva Zelanda, país pionero en la aplicación de sistemas de protección sísmica, en particular los basados en la acción del plomo como elemento disipador de energía.
Edificios equipados con sistemas de aislamiento en la base han sido probados en grandes terremotos destructivos ocurridos en años recientes, tales como Northridge, 1994, Maule, 2010, Canterbury, 2010, Christchurch, 2011 y Tohoku, 2011. En todos los casos el comportamiento ha sido excelente. Lo mismo se puede decir respecto al comportamiento de puentes con aislamiento. Sin embargo, en el caso del terremoto de Tohoku, si bien los puentes resistieron bien el movimiento del suelo, aquéllos sometidos posteriormente a la acción del maremoto fueron destruidos por efecto del empuje de la ola que los hizo volcar en el sentido de la corriente. Esta vulnerabilidad a la acción de los maremotos, que bien podría darse también en edificios, debería ser considerada al proyectar puentes y edificios con aislamiento de base en zonas inundables.
La primera aplicación concreta en Chile se plasmó el año 1992, con la construcción de un edificio aislado sísmicamente en el conjunto Comunidad Andalucía, localizado en la Comuna de Santiago. Consiste en un edificio de hormigón armado y albañilería confinada de 4 pisos sostenido por 8 aisladores de goma natural reforzada de alto amortiguamiento. Tanto la goma como los aisladores fueron desarrollados en la Universidad de Chile y fabricados en una industria local, con la asesoría del Prof. James Kelly de la Universidad de California, Berkeley.
Este edificio, junto a otro gemelo sin sistema de aislamiento, ha sido monitoreado en forma permanente mediante una red de acelerómetros, obteniéndose invaluable información sobre el comportamiento de edificios con aislamiento sísmico a través de los numerosos registros obtenidos. Entre ellos se encuentra el terremoto del Maule del 27-02-2010. En este sismo, las aceleraciones máximas a nivel de techo fueron, en dirección longitudinal, fueron la quinta parte en el edificio aislado de las registradas en la misma ubicación en el edificio de base fija. El edificio con sistema de protección sísmica no presentó ningún tipo de daño estructural, mientras el gemelo sin aislación presentó algunas fisuras en un muro de albañilería del 2º piso.
Fundación: ubicación aisladores
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Edificio aislado en Comunidad Andalucía
Registros del terremoto del Maule de 2010 en dirección longitudinal a nivel de techo. Arriba, edificio de base rígida. Abajo, edificio aislado
La intensidad de Arias nos da una medida de la energía absorbida por el edificio durante un sismo. Si usamos este parámetro para comparar el efecto de la aislación en el edificio de la Comunidad Andalucía respecto al gemelo no-aislado, se observa que la reducción es más dramática aún que para las aceleraciones máximas y que ella depende de la intensidad del sismo. En la figura siguiente se ha graficado en escalas logarítmicas las razones entre la intensidad de Arias en el techo del edificio no-aislado y la misma en el edificio aislado. Cuando el sismo es fuerte, alcanza valores del orden de 50. También se ha dibujado la razón entre este parámetro medido en el techo del edificio no-aislado y su valor en el registro del suelo; se puede ver que esta razón es mucho menor cuando el sismo es grande, tendiendo a valores cercanos a uno, es decir, no habría amplificación.
4º no-ais/ 4º ais 4ºais/suelo
Aislación de puentes
En el año 1996 se construyó el puente Marga-Marga de Viña del Mar, el primer puente aislado en Chile, también con aisladores de goma natural de alto amortiguamiento fabricados en el país. Éste se encuentra instrumentado con una red de 24 acelerómetros perteneciente a la Universidad de Chile que ha registrado todos los sismos de mediana y gran intensidad a que ha estado sometido desde su construcción.
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0.1 1 10 100 1 10 100 1000 10000 Intensidad
Razón Intensidad Arias
Arias suelo
Ubicación aisladores
Ubicación acelerómetros en puente Marga-Marga
Plataformas para instrumentación Puente Marga-Marga en Viña del Mar
Ubicación acelerómetros en puente Marga-Marga
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Posteriormente, se construyó el puente Amolanas, en el Km 308 de la Carretera Panamericana Norte, con un sistema de aislamiento sísmico de tipo deslizante y amortiguadores viscosos, el cual se encuentra instrumentado con acelerógrafos y sensores de desplazamiento.
Amortiguador hidráulico
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Puente Amolanas 308 Km al norte de Santiago
Apoyo deslizante
Es destacable mencionar, también, que el viaducto de la línea 5 del metro de Santiago se encuentra apoyado en aisladores de neopreno y uno de sus tramos, adyacente a la estación Mirador, está instrumentado con acelerómetros habiéndose registrado los sismos que han afectado al lugar desde 1998.
Por otra parte, la Pontificia Universidad Católica de Chile ha hecho también un aporte significativo en la aplicación de sistemas de aislamiento sísmico. Un proyecto FONDEF le permitió equipar su laboratorio de estructuras con elementos de ensayo de aisladores, que luego ha seguido mejorando siendo actualmente el único laboratorio en el país con la capacidad de ensayo de aisladores de gran tamaño. Un edificio del Campus San Joaquín fue equipado con aisladores de goma, así como la clínica San Carlos de esa universidad.
En los últimos años, el uso de sistemas de protección sísmica de edificios se ha extendido en Chile. Se han construido, o están en etapa de proyecto, más de 20 edificios de alturas de hasta 28 pisos y cerca de 10 puentes o viaductos con aisladores de goma de alto amortiguamiento o deslizantes. A esto hay que agregar obras de otro tipo, como los telescopios VLT de Cerro Paranal, estanques de GNL de Ventanas y Mejillones, centros de datos de Claro y HP, hospitales de Universidad de Los Andes, Militar, de Talca y Antofagasta, el templo Baha’i en Santiago y un muelle en Coronel, la mayoría con aisladores elastoméricos con núcleo de plomo. Todos ellos soportaron en forma excelente el sismo del 27-02-2010, con desplazamientos en la base de entre 8 y 12 cm, valores menores que los medidos en edificios aislados en las zonas afectadas por el terremoto de Tohoku de 2011. En este último caso, alrededor de 130 edificios con aislación sísmica se encontraban en la zona afectada por el sismo, los cuales en general tuvieron deformaciones en los aisladores de menos de 20 cm, pero en un caso éste alcanzó los 40 cm.
Disipadores de energía
Además de los sistemas de protección sísmica de aislamiento basal y a veces como complemento de ellos, se deben mencionar los disipadores de energía, dispositivos que se instalan dentro de la estructura para disipar energía cinética y evitar así la resonancia. Estos son principalmente de tres tipos: viscosos, de fricción e histeréticos o de fluencia de metales. Se usan principalmente en edificios flexibles y son muy efectivos para reducir el movimiento debido al viento, pero no tan eficaces como la aislación en la base para protegerse de los sismos.
Tipos de Disipadores de Energía
Viscosos: dependen de la velocidad (F=kf(va))
• Deformación de materiales viscoelásticos
• Fluidos viscosos
Histeréticos: dependen de los desplazamientos (F=kf(u))
• Deformación plástica o extrusión de metales
• Disipadores por fricción
Otros
• Materiales superelásticos o con memoria de forma
• Amortiguadores de masa sintonizada
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Una aplicación destacable es el edificio Titanium, de 50 pisos, que tiene incorporado un sistema de disipación de energía en su estructura de tipo histerético, el cual tuvo un buen comportamiento durante el último gran sismo, aunque la intensidad de éste sólo hizo trabajar a los disipadores en forma leve, no siendo necesario su reemplazo luego del sismo. Finalmente, se deben mencionar los amortiguadores de masa sintonizada, consistentes en un péndulo de una frecuencia similar a la del edificio que se coloca en el nivel superior de éste para amortiguar las vibraciones en su modo fundamental de vibrar. Se han empleado mucho en otras partes para evitar las vibraciones por resonancia ante vórtices de viento, pero su efectividad para protección sísmica es reducida. Un ejemplo destacado de esta tecnología es el edificio Araucano, ubicado en Avda. Presidente Riesco, Las Condes, el cual posee dos péndulos sintonizados a su frecuencia fundamental ubicados en el nivel superior, de aproximadamente 200 ton cada uno, para reducir las vibraciones de torsión. Otro ejemplo es el péndulo empleado en el edificio de la Cámara Chilena de la Construcción.
EVOLUCION DE LA NORMATIVA SÍSMICA CHILENA
PRIMERA NORMA SÍSMICA CHILENA
A juicio del profesor Rodrigo Flores A., el terremoto de Talca de 1928 puede ser considerado como la primera norma sísmica para edificios del país, al poner en marcha las acciones que culminan con la Ley de Ordenanza General de Construcciones y Urbanización que toma vigencia legal en 1931. Más adelante, surgen las normas que explícitamente se refieren al cálculo y diseño sismorresistente.
NORMA PROVISORIA 1968, 433p.68
Esta norma provisoria introduce, por primera vez, el requerimiento de realizar un análisis dinámico, a través del método de superposición modal espectral. Indicaba el uso de los tres primeros modos de vibración, la regla de superposición modal espectral de desplazamientos y esfuerzos modales, promediando el máximo posible (suma de valores absolutos) y el máximo probable (raíz cuadrada de la suma de cuadrados). Las ordenadas espectrales, a/g, incorporan la caracterización del suelo (T0), del uso del edificio (K1) y de su forma estructural (K2).
Las expresiones del espectro de aceleraciones fueron:
• a/g=0.1K1K2 , para T menor o igual que T0, y
• a/g=0.2K1K2T T0/ (T2+ T0 2), para T mayor o igual que T0
Los valores asignados a T0 fueron:
• 0,15 s, para roca, grava densa o grava arenosa densa.
• 0,30 s, para arena densa y suelos cohesivos, duros o firmes.
• 0,90 s, para suelos granulares sueltos y para suelos cohesivos, medianos y blandos.
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Otro aporte de esta norma consistió en exigir que el esfuerzo de corte basal no pueda estar por debajo de un valor mínimo, establecido como 0,06K1K2P, en que P es el peso total del edificio sobre el nivel basal. Indica, a su vez, qué desplazamientos y esfuerzos combinados se deberán amplificar proporcionalmente, de manera que dicho esfuerzo de corte alcance el valor señalado, como mínimo.
Como consecuencia de su carácter innovador, la norma se refugió en los procedimientos estáticos, estableciendo un mecanismo de control, al requerir que en ninguno de los niveles las solicitaciones sísmicas de cálculo podrían ser inferiores al 60% de las que corresponden a las fuerzas calculadas según el método estático de análisis.
NCh433.Of72
Esta versión de la norma se crea pocos años después, y se le considera como la primera norma moderna oficial. En ella se modifican algunas de las disposiciones de la provisoria de 1968, derivadas del mayor conocimiento adquirido a esa fecha. Las principales modificaciones son las siguientes:
• El parámetro T0, para roca, grava densa o grava arenosa densa, sube a 0,20 s.
• Se modifica la expresión de la regla de combinación modal, exigiendo un número de modos mayor o igual a 3.
• En los edificios que cuenten con diafragmas rígidos a nivel de los pisos y cubierta, las fuerzas horizontales aplicadas al nivel de cada piso deberán ser distribuidas entre los diversos elementos destinados a resistir dichas fuerzas de modo que en cada nivel exista equilibrio de fuerzas y compatibilidad entre las deformaciones de esos elementos y la condición de diafragma rígido.
• Deberá verificarse que los diafragmas tienen rigidez y resistencia suficientes como para lograr la distribución mencionada. Si no la tuvieren, deberá tomarse en cuenta su flexibilidad en la distribución de los esfuerzos sísmicos.
• En los pisos sin diafragmas rígidos los elementos resistentes se calcularán con los esfuerzos horizontales que directamente les correspondan.
NORMA NCh433.Of96
Esta norma señala, explícitamente lo siguiente: “Particularmente, las disposiciones para edificios de muros de hormigón armado están inspiradas en el satisfactorio comportamiento que tuvieron durante el sismo de mazo de 1985, los edificios de este tipo diseñados de acuerdo con la norma NCh433.Of72”.
El terremoto del 3 de marzo de 1985 puso a prueba las bondades de la norma de 1972, pero adicionalmente, aportó antecedentes que dieron lugar a la versión de 1996. Uno de estos aportes se refiere a la descripción de la Filosofía implícita de diseño sísmico, en la que se identifica el comportamiento esperado de la estructura.
• Para un sismo moderado, se espera un comportamiento linealmente elástico, con ausencia de daños estructurales.
• Para un sismo fuerte, incursión moderada en el rango plástico, con deformaciones remanentes mínimas, fisuras o grietas menores y estructura recuperable.
• Para un sismo severo, incursión franca en el rango plástico, con deformaciones remanentes, grietas de consideración, reparabilidad incierta, pero ausencia de colapso.
En lo relativo a las disposiciones para el análisis y diseño sísmico, destacan:
• Clasificación del Tipo de Suelo. Tipos I a IV, de mayor a menor rigidez y capacidad.
• Zonificación del territorio. Zonas 1,2 y 3, en franjas longitudinales, de mar a cordillera.
• Incorporación del Factor de Modificación de Respuesta (R, para método estático y R0 para método dinámico).
• 5% de amortiguamiento modal uniforme.
• Número de modos tal que la suma de masas equivalentes sea mayor o igual al 90% de la masa total del edificio.
• Regla CQC de combinación modal
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NORMA NCh433.Of1996, modificada en 2009
Luego de trece años de exitoso empleo de la norma de 1996, fue necesario introducir actualizaciones consecuentes con el nuevo nivel del estado del arte de la disciplina. Los principales fueron los siguientes:
• “Esta norma es aplicable sólo a materiales o sistemas que tengan una norma técnica de diseño sísmico”.
• Se reemplaza categorías A, B, C, D por IV, III, II, I.
• Se modifica el párrafo 5.1.1, en la forma siguiente: “Aun cuando los puntos anteriores mencionan tres niveles de intensidad del movimiento sísmico, esta norma no los define en forma explícita. Por otra parte, el estado del arte en la disciplina no permite establecer objetivos de desempeño más específicos que los antes genéricamente señalados”.
• Se modifica Tabla 5.1 para agregar R diferenciados por tipo estructural para el material acero.
• Se elimina referencia a Hormigón Armado.
• Se modifica referencia a Acero Estructural.
• Se incluye combinaciones de carga
• Se reduce a un 30% la componente sísmica del empuje en muros de subterráneos.
MODIFICACIONES ORIGINADAS POR EL SISMO DE 27/02/2012
Las fallas generalmente observadas en edificios diseñados con las normas de 1972 y de 1996, fueron consistentes con fallas de corte (grietas diagonales en muros y dinteles). A partir de los registros preliminares obtenidos en forma inmediata a la ocurrencia del sismo de 27 de febrero de 2010, se construyeron espectros de diseño que indicaban demandas sísmicas muy importantes en edificios flexibles. A la vez, se observaron grietas horizontales en los pisos inferiores de los muros resistentes, inéditos en sismos anteriores. Estas grietas pudieron ser explicadas como de tipo mixto, flexión-tracción y flexión-compresión.
En el análisis de casos de estructuras con evidencias de este tipo de fallas, se pudo apreciar que, sistemáticamente, se asociaban a suelos que debieron clasificarse como de tipo III y que por una ambigüedad normativa, quedaron clasificados como de tipo II. Hay que destacar que entre uno y otro tipo de suelo existe una fuerte diferencia entre los espectros de diseño de la norma NCh433.Of1996, modificada en 2009.
Los estudios que se pudieron realizar con los registros preliminares indicaron tres acciones urgentes, las que quedaron plasmadas en el Decretos Supremo D.S. Nº117, oficializado en febrero de 2011:
• Revisión de los requerimientos para efectuar una correcta clasificación del tipo de suelo.
• Modificación de la demanda sísmica a través de la generación de nuevas familias de espectros de diseño.
• Disposiciones diferentes para determinar los desplazamientos de techo de los edificios, dato relevante en el diseño de los “muros especiales” (aquellos que resisten las fuerzas horizontales) de hormigón armado de los edificios, particularmente relacionados con los espesores mínimos, niveles máximos de compresión y confinamiento de armaduras en los casos necesarios.
La aplicación del D.S. N°117 mostró rápidamente problemas en el diseño de edificios estructurados con muros, debido al efecto de la mayor demanda sísmica impuesta por los espectros de diseño, puesta especialmente en evidencia en el caso de los suelos tipo II, en los que se apreció aumentos de 80% en los momentos flectores basales, para un mismo esfuerzo de corte basal, y demandas de desplazamiento de techo que incidieron en espesores de muros fuera de lo común para la construcción chilena.
Todo lo señalado llevó al MINVU a constituir comisiones que estudiaran una proposición de norma sísmica que, en definitiva, se orientó a proponer una modificación rectificatoria del D.S. N°117, con el aporte de información masiva de proyectos reales que se encontraban en fase de diseño.
El Decreto Supremo D.S. Nº61-2011 derogó el D.S. Nº117 y fue publicado en el Diario Oficial de 13 de diciembre de 2011, lo que lo sitúa como el nuevo referente normativo nacional en la materia.
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Los aspectos más relevantes del D.S. Nº61 son los siguientes:
• Se crea una nueva denominación para los tipos de suelo, usando letras en lugar de números romanos. Así, por ejemplo, se considera unidades, o niveles, que van desde el de mejor comportamiento (Roca: Suelo Tipo A) al de mayor exigencia sísmica (Suelo Tipo E: Suelo de compacidad o consistencia mediana).
• Se incorpora un Tipo intermedio (Suelo tipo C) entre los anteriores Tipos II y III (actualmente B y D).
• La clasificación sísmica de suelos se centró en el parámetro que se estima más relevante, en una primera aproximación, correspondiente a la rigidez a bajas deformaciones de los estratos de los 30 metros superiores del terreno.
• En edificios con subterráneos se debe verificar que la profundidad de exploración se extienda al menos 15 metros por debajo del sello de fundación.
• Debido al elevado costo relativo de los trabajos de exploración en 30 metros en edificaciones pequeñas (de menos de 500 metros cuadrados construidos, de no más de 2 pisos o de altura inferior a 8 metros), clasificadas de acuerdo a su uso como III o IV, no es obligatorio justificar valores de los parámetros de suelo con mediciones in-situ.
• Se retiran las formas espectrales de diseño del D.S. Nº117, reincorporando las de la norma NCh433.Of96, modificada en 2009, pero incluyendo el factor de corrección “S” de las ordenadas espectrales en función de la calidad del suelo, con variaciones que van desde 0,9 (10% de reducción), en suelos tipo A, hasta 1,3 (30% de amplificación) en suelos tipo E.
• Este factor de corrección se aplica también al esfuerzo de corte basal mínimo.
• Los trabajos de calibración que dan sustento a estos espectros de diseño se apoyaron en los datos aportados por numerosas oficinas de ingeniería del país.
• Así como el análisis de los edificios reales condujo a la proposición de reducción de las solicitaciones sísmicas, se pudo igualmente comprobar que los desplazamientos de techo, δ u, determinados con los espectros del D.S. Nº117, son mucho más representativos del sismo de 27 de febrero de 2010, hecho que incide directamente en los requerimientos de confinamiento de los denominados “muros especiales” de hormigón armado.
• Sin embargo, el espectro de diseño que se propone no conduce al valor de δ u del D.S. Nº117, lo que se consigue artificialmente a través del empleo de un factor de amplificación Cd*
• Es necesario precisar que las ecuaciones para Cd* representan sólo un ajuste analítico y no tienen interpretación física.
• La distancia de un edificio al plano medianero en cualquier nivel no debe ser inferior a 2R1/3 veces el desplazamiento a ese nivel calculado con los métodos de análisis establecidos en 6.2 y 6.3 de la Norma Técnica NCh433.Of1996, modificada en 2009, ni a un dos por mil de la altura del mismo nivel ni a 1,5 centímetros. Se exceptúan los edificios colindantes con un predio de uso público no destinado a ser edificado.
• R1 es un factor que resulta de multiplicar el valor de R* por el cuociente Qo/Qmín, siempre que Qo/Qmín sea menor o igual a 1,0.
• En caso que este cuociente sea mayor que 1.0, se debe usar R1=R*
• Las distancias entre los cuerpos de un mismo edificio o entre el edificio en estudio y uno existente, medidas en cada nivel, no deben ser inferiores al doble de las establecidas en 10.1.
Las figuras siguientes muestran el espectro de diseño para zona sísmica 2 y la expresión gráfica de Cd*, para los suelos A,B,C,D. Para el tipo de suelo E, se requieren estudios especiales.
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NCH2745: 2013
ANÁLISIS Y DISEÑO DE EDIFICIOS CON AISLACIÓN SÍSMICA.
Es una revisión de la norma NCh2745 del año 2003, la cual a su vez está basada en el “Uniform Building Code” norteamericano del año 1997. Es compatible en lo posible con la norma NCh433:1996 Diseño sísmico de edificios, pero establece criterios de desempeño más exigente que ella.
Especifica tres tipos de análisis: Análisis estático
El procedimiento de análisis estático lateral equivalente se puede utilizar para el diseño de una estructura con aislación sísmica, siempre que:
1. La estructura esté ubicada a más de 10 km de todas las fallas activas.
2. La estructura esté ubicada en un tipo de suelo I o II.
3. La superestructura tenga menos de cinco pisos y una altura menor que 20 m.
4. El período efectivo de la estructura aislada, TM, sea menor o igual que 3,0 s.
5. El período efectivo de la estructura aislada, TD, sea mayor que tres veces el período elástico de base fija de la superestructura.
6. La superestructura tenga una configuración regular.
7. El sistema de aislación esté definido por todos los atributos siguientes:
7.1 La rigidez efectiva (secante) del sistema de aislación para el desplazamiento de diseño es mayor que un tercio de la rigidez efectiva (secante) a un 20% del desplazamiento de diseño.
7.2 El sistema de aislación tiene la capacidad de producir una fuerza restitutiva, como se especifica en 10.2.4.
7.3 El sistema de aislación tiene propiedades de fuerza-deformación que son independientes de la velocidad de carga.
7.4 El sistema de aislación tiene propiedades de fuerza-deformación que son independientes de las cargas verticales y efectos de solicitaciones bidireccionales.
7.5 El sistema de aislación debe permitir alcanzar el desplazamiento sísmico máximo posible y no menos de 1,2 veces el desplazamiento total de diseño.
Análisis dinámico
El procedimiento de respuesta lateral dinámica de cláusula 8 se debe utilizar para el diseño de estructuras con aislación sísmica como se especifica a continuación:
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1. Análisis espectral
El análisis de respuesta espectral se puede utilizar para el diseño de una estructura con aislación sísmica, siempre que: a) La estructura esté ubicada en un tipo de suelo I, II, o III. b) El sistema de aislación esté definido por todos los atributos especificados en 6.5.2, ítem 7.
2. Análisis de respuesta en el tiempo
El análisis de respuesta en el tiempo se puede utilizar para el diseño de cualquier estructura con aislación sísmica y se debe utilizar para el diseño de todas las estructuras con aislación sísmica que no cumplan con los criterios de 6.5.3, ítem 1. Se debe usar los registros de al menos tres eventos sísmicos ad-hoc para el lugar.
3. Espectro de diseño específico del lugar
a) La estructura está ubicada en un tipo de suelo IV, según disposiciones de NCh433.
b) La estructura está ubicada a menos de 10 km de una falla activa y capaz.
c) La estructura aislada tiene un período TM >3,5 s.
El espectro de diseño definido por la norma para el caso en que no se tenga un estudio específico del lugar de ubicación se encuentra en la figura siguiente:
El sistema de aislación se debe modelar con suficientes detalles como para:
1. Considerar la distribución espacial de los aisladores.
2. Calcular las traslaciones en ambas direcciones horizontales y la torsión de la superestructura, considerando la posición menos favorable de la excentricidad de la masa.
3. Poder determinar las fuerzas volcantes o que provoquen levantamiento sobre cada aislador.
4. Considerar los efectos de la carga vertical, acciones bidireccionales, y la velocidad de carga en caso que las propiedades de fuerza-deformación del aislador sean dependientes de una o más de estas variables.
Fuerzas y desplazamientos en los elementos claves
Las fuerzas y desplazamientos de diseño en los elementos claves del sistema resistente a las fuerzas laterales se pueden
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calcular utilizando un modelo elástico lineal de la estructura aislada, siempre que:
1. Las propiedades elásticas equivalentes asumidas para los componentes no-lineales de los sistemas de aislación se basen en la rigidez efectiva máxima del sistema de aislación.
2. Todos los elementos claves del sistema resistente a las fuerzas laterales de la superestructura y subestructura sean lineales.
Solicitación sísmica
El sismo de diseño se debe utilizar para calcular el desplazamiento total de diseño del sistema de aislación y las fuerzas y desplazamientos laterales de la estructura aislada. El sismo máximo posible se debe utilizar para calcular el desplazamiento total máximo del sistema de aislación.
Revisión del diseño
La norma señala la obligatoriedad de una revisión del diseño definiendo las características del revisor y el alcance de su revisión:
“13 Revisión de diseño y construcción
13.1 Generalidades
Se debe realizar una revisión del diseño del sistema de aislación y de los programas de ensayos relacionados por un grupo independiente que incluye personas idóneas en las disciplinas apropiadas, con experiencia en los métodos de análisis sísmico y en la teoría y aplicación de la aislación sísmica”.
Ensayos
Se establece un exhaustivo programa de ensayos en prototipos y de control de calidad de la producción de los disipadores, así como de la inspección y mantenimiento del sistema disipador durante la vida de la edificación.
NCh3411: 2017
DISEÑO SÍSMICO DE EDIFICIOS CON SISTEMAS PASIVOS DE DISIPACIÓN DE ENERGÍA REQUISITOS Y MÉTODOS DE ENSAYO
Esta norma ha tomado como base “ASCE 7-10, capítulo 18 Minimum design loads for building and other structures, chapter 18 Seismic design requirements for structures with damping systems”, pero es algo más conservadora que ella. Contempla los siguientes tipos de disipadores:
Viscosos: dependen de la velocidad (F=kf(va)).
• Deformación de materiales viscoelásticos.
• Fluidos viscosos.
Metálicos: dependen de los desplazamientos (F=kf(u)).
• Deformación plástica o extrusión de metales.
• De fricción.
• No considera los amortiguadores de masa sintonizada
Principios básicos: Se establecen dos Categorías de estructuras:
• Categoría 1, que son las que cumplen con una serie de condiciones que aparecen numeradas en 4.1
• Categoría 2, que son aquéllas que no las cumplen.
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Los principios básicos del diseño de estructuras con disipadores son:
• Distribución espacial de los disipadores: en todos los pisos (Categoría 1).
• Para el sismo máximo considerado, los disipadores y sus conexiones deben diseñarse para evitar fallas (no ser el punto débil).
• Los elementos que transmiten las fuerzas de los disipadores a la fundación deben permanecer elásticos.
Filosofía del diseño:
• La metodología es aplicable a todo tipo de sistemas disipadores.
• La metodología proporciona criterios de diseño mínimos, con objetivos comparable con sistemas sismorresistentes convencionales (pero permite también criterios de diseño que eleven los niveles de desempeño).
• La metodología requiere que las estructuras con disipadores tengan un sistema sismo-resistente que cumpla con los requerimientos de la NCh433 para edificios sin disipadores.
• Se requiere el diseño de los disipadores y el ensayo de prototipos para desplazamientos, velocidad y fuerzas correspondientes al terremoto máximo considerado.
• La norma requiere análisis no lineal en el tiempo para confirmar la respuesta máxima.
Análisis
La norma establece dos tipos de análisis:
• Análisis dinámico no-lineal.
• Análisis modal-espectral.
Para el caso de análisis no-lineal establece la forma en que se debe modelar el sistema sismorresistente (estructura sismorresistente más el sistema disipador) y el movimiento del suelo. Se debe usar los registros de al menos tres eventos sísmicos ad-hoc para el lugar.
En el caso de análisis modal espectral, se establece el siguiente espectro de respuesta de pseudo aceleración:
Donde los parámetros del espectro están dados en función de las condiciones locales del suelo.
Revisión del diseño.
La norma establece la obligatoriedad de una revisión del diseño definiendo las características del revisor y el alcance de su revisión.
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Ensayos.
Se establece un exhaustivo programa de ensayos en prototipos y de control de calidad de la producción de los disipadores, así como de la inspección y mantenimiento del sistema disipador durante la vida de la edificación.
PRONÓSTICOS
En Japón, el buen comportamiento de los edificios aislados durante el terremoto de Kobe significó un aumento explosivo del uso de esta tecnología. En Chile ha ocurrido algo similar luego del gran terremoto del 2010 y, tal vez, en breve ya estarán disponibles productos tecnológicos cuyas características podrían ser, entre otras, las siguientes:
• Desarrollo de nuevos sistemas de aislamiento más efectivos y económicos. Su uso será una necesidad en edificios de alta sensibilidad o estratégicos como hospitales, centros de datos, equipos industriales peligrosos, puentes. El mayor costo de estos sistemas puede justificarse plenamente por el menor nivel de daño esperado luego de un terremoto.
• Nuevos materiales, como las aleaciones superelásticas, que ya se usan en forma incipiente, probablemente tendrán mayor aplicación. Los sistemas de control semi-activos y activos se usarán en la práctica en forma más extendida. Para la aceptación general de estos sistemas de protección sísmica por parte de profesionales proyectistas y usuarios, será necesario llevar a cabo programas de seguimiento de dichos edificios, para observar su comportamiento en el tiempo ante condiciones sísmicas y ambientales reales. Será importante, también, revisar periódicamente las normas de diseño actualizándolas de acuerdo a los avances del conocimiento.
• Disponibilidad de procesadores con velocidades varios órdenes de magnitud superiores a las actuales, apoyados en las leyes de la mecánica cuántica.
• Espacios de almacenamiento de datos “prácticamente infinitos”, en sitios virtuales, de acceso seguro.
• Abandono del análisis lineal al incluir grandes desplazamientos, materiales heterogéneos con leyes constitutivas medidas en tiempo real.
• Monitoreo de las edificaciones en forma permanente, detectando estados tensionales críticos y, eventualmente, dotados de mecanismos de autocorrección, consistentes en columnas y vigas estructurales huecas, conectadas entre sí y rellenas con líquidos viscosos que podrán desplazar por ellas, cual vasos comunicantes, restaurando desequilibrios producidos por las solicitaciones.
• Obsolescencia de criterios de diseño y de construcción de normas que se derivan de las lecciones de los sismos pasados.
• Aprovechamiento de la energía que suministra el sismo a la estructura, en su autodefensa y en la mantención de los servicios que se nutren de fuentes energéticas externas.
• Perfeccionamiento de los dispositivos de disipación activa, mediante señales desde la base de las estructuras a los niveles superiores, con el fin de generar fuerzas cuyos efectos sean de naturaleza opuesta a las de la acción sísmica, en forma casi instantánea, gracias a las velocidades de proceso ya mencionadas.
• Confección de protocolos de servicios de mantención periódicos, similares a los que requieren las máquinas de precisión.
Esta lista es breve y parece muy ambiciosa, pero dentro de pocos años podría ser superada ampliamente. No se debe esperar a que los hechos ocurran; es necesario anticiparse, promoviendo la actividad científica y tecnológica en universidades y centros de investigación del país, que no puede quedar ausente en esta nueva etapa.
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Introducción
Una mirada al diseño sísmico de edificios de hormigón armado
Patricio Bonelli C.
Un grupo de trabajo de ACHISINA, 2015, ha propuesto un apéndice para la norma de Diseño Sísmico de Edificios NCh433 con un “Procedimiento Alternativo para el Análisis y Diseño Sísmico de Edificios Altos”. El Documento se basó en una publicación de “Los Angeles Tall Buildings Structural Design Council”, que se está usando actualmente en EE.UU. como procedimiento alternativo para el diseño de edificios altos en la ciudad de Los Ángeles.
El objetivo del nuevo apéndice propuesto para la NCh433 es permitir que se aplique el estado del arte del conocimiento al diseño de edificios altos. Los métodos basados en fuerzas usados en el análisis de edificios en las oficinas de proyecto actualmente datan de los años sesenta. Priestley (2003) ha hecho ver que los métodos basados en fuerzas de la práctica actual no explican los daños que ocurren durante un terremoto fuerte en edificios modernos, y que hay mitos que se han conservado a lo largo de los años, siendo necesario modernizar los métodos de análisis sísmico para acortar la brecha entre el estado del arte y el estado de la práctica.
Los métodos basados en fuerzas provienen de proposiciones hechas a comienzos del siglo XX. Una historia resumida del desarrollo de la sismología está en el capítulo 1 del libro de Lee, Kanamori, Jennings y Kisslinger. El capítulo está escrito por Duncan Carr de la Universidad de San Diego, California. Lo relacionado con la historia de la ingeniería sísmica se puede encontrar en el libro de Yousef Bozorgnia y Vitelmo V. Bertero (2004) y en una presentación de Gulkan, P. and Teitherman, entregada en Lisboa en la 15WCEE (2012). Las conferencias mundiales de ingeniería sísmica han ido registrando los avances de la disciplina y permiten seguir el desarrollo del estado de la práctica de la ingeniería sismo resistente.
Como introducción al nuevo documento de diseño por desempeño, puede ser interesante dar una mirada retrospectiva a lo que han sido las conferencias mundiales y a los cambios en la manera de pensar derivada de nuevos enfoques y acceso a modernos computadores personales de gran capacidad.
Primeros avances en sismología.
La primera explicación propuesta para un terremoto, y para otros desastres naturales, fue pensar en un origen divino. Esta creencia permaneció en Europa hasta el siglo XVIII. Solo dos culturas antiguas, la china y la griega, propusieron explicaciones naturales. Aristóteles, año 330 A.C., atribuyó el sismo al viento que soplaba en cavernas subterráneas. Las ideas de Aristóteles permanecieron en Europa hasta la Edad Media.
Los chinos asociaban los terremotos con la decadencia de una dinastía y eso llevó a que llevaran un extenso registro de ellos. Zhang Heng inventó el primer sismoscopio el año 200 A.C., que indicaba la dirección del sismo.
Las nuevas tecnologías de explosivos químicos en la Europa moderna asociaron los terremotos con explosiones en la tierra o en el aire. Algunos pensaron que eran reacciones del acero con el sulfuro o combustión de piritas. Estas teorías fueron respaldadas por las erupciones de los volcanes. En el siglo XVIII se desarrollaron teorías para la electricidad, y al explicar los rayos, relacionaron entonces los sismos con descargas eléctricas. Estas teorías fueron reforzadas con la ocurrencia de terremotos destructivos en Inglaterra en 1750.
El terremoto de Lisboa del 1 de noviembre de 1755, fue un gran estímulo para el desarrollo de la sismología, en parte por el daño que produjo, y porque dio evidencia de un movimiento que se propagó en una gran distancia. Se caracterizó por su gran duración, dividida en varias fases, y por su violencia, causando la muerte de entre 60 000 y 100 000 personas. Los geólogos estiman hoy que el terremoto de Lisboa habría tenido una magnitud Richter igual a 9, con un epicentro en un lugar desconocido en algún punto del océano Atlántico a menos de 300 km de Lisboa.
Michell, 1761, y Drijhout, 1765, dijeron que el movimiento se había producido en un lugar determinado y que se había propagado en ondas, como el movimiento que se transmite en una alfombra. Michell sugirió que las vibraciones cercanas a la fuente se propagaban en la roca de manera similar al sonido propagándose en el aire. Estas ideas no se tradujeron en investigaciones posteriores.
En el siglo XIX se comenzaron a registrar datos sistemáticamente, apareciendo los primeros catálogos de temblores. Los datos se usaron para buscar correlaciones con ciclos astronómicos o con eventos meteorológicos. Se hicieron muchos estudios, desarrollándose un vocabulario usado hasta ahora para describir los efectos de grandes terremotos, como la
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escala de intensidad, propuesta primero por P. Egen, 1828, luego por Rossi y Forel y finalmente por Mercalli. Noggerath, 1847, propuso un mapa de intensidades usando isosistas, insinuando que el movimiento se propagaba en ondas desde una fuente.
En este periodo aparecieron los primeros esfuerzos por relacionar los terremotos con otros procesos geológicos. Lyell propuso que los sismos podían causar movimientos verticales en grandes extensiones de terreno. Los sismos de 1819 en la India y de 1855 en Nueva Zelanda produjeron los primeros ejemplos de rotura de la superficie, aun cuando la primera observación científica de una ruptura en una falla no fue hasta 1888 en North Canterbury por McKay y luego en Nobi por Koto en 1981.
Entre 1829 y 1831 Poisson dio las bases para el desarrollo de la sismología moderna al estudiar materiales elásticos. Encontró que en esos materiales se podían propagar ondas a dos velocidades: la más lenta, perpendicular a la dirección de propagación y la más rápida incluía la dilatación del material. El movimiento con ondas transversales llamó la atención porque ofrecía un modelo para la recientemente descubierta polarización de la luz, dado que se intentaba explicar la luz como ondas transversales en un medio luminoso. Dentro de los estudios más notables están los de Green, 1838, de transmisión de ondas en un borde, y de Stokes, 1850, de radiación desde una fuente. Los resultados de estas investigaciones a terremotos fueron aplicados por Hopkins, 1847, que hizo ver que los tiempos de llegada servían para localizar la fuente, y Mallet, 1848, que publicó un catálogo mostrando las regiones sísmicas del mundo. Mallet en 1862 estudió el terremoto de Basilicata, Nápoles, 1857, intentando cuantificar el movimiento del suelo y su dirección. En 1851 había intentado medir la velocidad de propagación de ondas debido a explosiones comparándolas con constantes elásticas conocidas, pero obtuvo valores mucho menores a lo esperado, atribuyéndolo a la no homogeneidad del medio y a la baja precisión de los instrumentos. Tanto Michell como Mallet pensaban que los terremotos eran producidos por explosiones repentinas de vapor de agua atrapado en la roca y que las ondas deberían ser solo compresionales.
A Mallet le faltó un método adecuado para registrar el movimiento del suelo. El primer instrumento de registro automático fue el sismoscopio de Palmieri, 1856, usado en Italia y Japón. Palmieri lo orientó principalmente a tratar de predecir erupciones del Vesubio. Añadió a un péndulo unos tubos llenos de mercurio que durante un temblor hacían contacto con unos cables de platino colocados justo por encima del nivel haciendo girar unas poleas que, complementadas con un muelle vertical, podían registrar las ondas.
La primera red de instrumentos se instaló en Italia en 1873, pero no estaba destinada a medir sismos. Bertelli y Rossi diseñaron instrumentos para medir pequeños movimientos buscando detectar variaciones en el periodo y amplitud del movimiento.
En 1855 un terremoto en Tokio produjo daños considerables, tanto por el movimiento como por los incendios posteriores, lo que llevó a proponer medidas para prevenir los incendios, y a agregar diagonales en las casas de madera para mejorar su resistencia al corte.
Se puede decir que la Ingeniería Sísmica comenzó a fines del siglo XIX, cuando ingenieros ingleses (entre ellos Robert Mallet, ingeniero civil, John Milne, ingeniero de minas y Thomas Gray y James Ewing, ambos ingenieros mecánicos) sugirieron considerar un porcentaje pequeño del peso de un edificio como fuerzas horizontales para resistir un sismo. Mallet propuso la palabra sismología, del griego seismós “sismo” y logía, “estudio de”, y también la palabra epicentro. A comienzos del siglo XX los japoneses adoptaron la idea de los ingleses y propusieron el uso de un coeficiente sísmico.
En 1868 el gobierno japonés invitó expertos extranjeros, incluyendo profesores que estuvieran al tanto de modernos métodos usados en física e ingeniería. Milne llegó a Japón en 1876, como profesor en el Imperial College of Engineering in Tokyo, cuando tenía 26 años. Después del terremoto de febrero 1880 se interesó en la sismología fundando la Sociedad Sismológica de Japón el 22 de febrero de 1880. Sekika fue el primer profesor de sismología del mundo en 1886. Junto a su sucesor Omori desarrollaron las primeras leyes de atenuación de réplicas con datos del terremoto de 1891.
Antes de 1880 se habían hecho algunos intentos por registrar el movimiento del tiempo en función del tiempo. Ewing, de la Universidad de Tokio, usó un péndulo horizontal obteniendo buenos registros en 1880 y 1881, descubriendo que el movimiento del suelo era menor y mucho más complicado de lo que se pensaba. No eran solo unos pocos y simples pulsos, y el movimiento no era solo longitudinal, como lo había supuesto Mallet.
Como Mallet, Milne quiso estudiar todos los aspectos del terremoto con ondas elásticas, pero agregó a los estudios cuantitativos de Mallet medidas instrumentales, diseñando instrumentos. El uso de instrumentos dio paso a la llamada ¨nueva sismología¨.
Milne volvió a Inglaterra en 1895 proponiendo desarrollar una sismología global, diseñar sismómetros baratos e instalar la primera red global de instrumentos sismológicos. Los instrumentos no eran muy precisos: detectaban movimientos fuertes, pero no permitían captar en detalle las ondas de movimiento. Wiechert introdujo en 1904 un sensor de péndulo invertido, que fue el primer sismómetro amortiguado. Golicyn en 1906 introdujo el uso de sensores electrodinámicos y registros fotográficos creando instrumentos de gran precisión y sensibilidad.
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Con estos nuevos instrumentos, los sismólogos enfrentaron un nuevo problema: relacionar las distintas fases del movimiento con la propagación de ondas en el interior de la tierra. Se concluyó que el interior de la tierra era denso y caliente, pero que hubiera partes sólidas, líquidas e incluso gaseosas fue tema de debate. Cerca de 1890, a partir de los estudios de Kelvin y Darwin, se llegó a un consenso, que gran parte de la tierra tenía que ser sólida y capaz de transmitir los dos conocidos tipos de ondas elásticas junto a las ondas de superficie propuestas por Rayleigh en 1885, aun cuando no se sabía cuál de esas ondas podía realmente ocurrir y cómo se podían identificar. Como la tierra no es un cuerpo homogéneo y las rocas son anisotrópicas, los sismólogos tenían un amplio espectro de opciones posibles para explicar lo observado.
Una distinción obvia fue identificar una fase previa, una principal de movimiento fuerte y otra de decaimiento, sugiriendo que había ondas de superficie y ondas de cuerpo. En 1900, Oldham estudió el terremoto de Assam, 1897, clasificando el movimiento preliminar en dos fases, identificando ondas de cuerpo longitudinales y transversales, siendo la fase principal de ondas de superficie. Las mediciones del movimiento de una partícula en la fase de movimiento fuerte dieron resultados distintos a los de la teoría de Rayleigh. Las denominaciones con las letras P, S, y L propuestas por Wiechert y Van den Borne en 1904 se referían solo a los tiempos de llegada o formas de las ondas y no a su tipo.
Wiechert trabajó con sus alumnos entre 1900 y 1920 siendo un líder en su tema. Con Herglotz desarrolló la primera solución al problema de geofísica de deducir velocidades de ondas a partir del tiempo de llegada. Gutenberg usó el método para determinar el tamaño del núcleo de la tierra.
En cuanto a diseño sísmico, en San Francisco, EE.UU., los primeros edificios provenían de diseños hechos en Chicago, estando controlados esencialmente por el viento. Como el viento es una acción lateral sobre el edificio, los esfuerzos internos que esa fuerza lateral produce sobre los elementos resistentes son distintos a los provenientes de cargas gravitacionales, requiriéndose dimensiones mayores en columnas y vigas en edificios estructurados con marcos. El corte basal de diseño era del orden de un tres por ciento del peso del edificio.
El terremoto de San Francisco del 8 de abril de 1906, M w 7.9, produjo mucho daño, quedando edificios altos en pie. Los incendios provocados por el terremoto destruyeron gran parte de la ciudad y se concluyó que era recomendable no construir en madera y se propició el uso del hormigón armado. Aun cuando el terremoto dejó importantes lecciones, no condujeron a mejorar el diseño sísmico de las estructuras.
Charles Derleth, profesor de la Universidad de California, enfatizó la importancia de usar buenos materiales, mejorar la mano de obra y dio ejemplos de buenos diseños; sin embargo, no propuso un procedimiento que permitiera estimar los esfuerzos provenientes de un sismo en una estructura. En una publicación en ASCE en 1907, Derleth decía que cualquier intento de calcular esfuerzos sísmicos era inútil porque los resultados conducían a diseños poco prácticos.
A raíz del terremoto de 1906 en San Francisco, se fundó la Sociedad Sismológica de América, SSA, y la Asociación Estructural de San Francisco.
En la Figura 1 se muestra una reja, en Punta de Reyes, al norte de San Francisco, que en el terremoto de 1906 quedó desplazada seis metros respecto a su posición original, dando paso a la teoría del rebote viscoelástico.
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Desplazamiento del suelo Punta de Reyes, California
Vista de una zona de San Francisco después del terremoto de 1906.
Figura 1.- Terremoto de San Francisco 1906.
El 16 de agosto de 1906, ocurrió el terremoto de Valparaíso, M w 8.2 a las 19:55. Las crónicas de la época relatan una duración de cuatro minutos. Al primer terremoto lo sucedió diez minutos después una violenta réplica que completó la destrucción de la ciudad. Se reportaron alrededor de 3 000 muertos. Ese año se creó el Servicio Sismológico de Chile. Valparaíso había sufrido terremotos en 1647, 1730 y 1822.
El 28 de diciembre de 1908, un terremoto magnitud 7.5 destruyó la ciudad de Messina, Italia, con alrededor de cien mil muertos. A raíz de este terremoto aparecieron las primeras recomendaciones para el diseño sísmico con un método de fuerzas laterales estáticas equivalentes. El profesor Panetti recomendaba diseñar el primer piso para resistir 1/12 del peso sobre él, y el segundo y tercer piso 1/8 del peso sobre ellos. Decía que en realidad el problema era dinámico, pero su solución era tan complicada que era preferible recurrir a métodos estáticos. El profesor Danusso de Milán, explicó el método de Panetti y contribuyó a que fuera gradualmente adoptado por los países sísmicos. Hasta 1940 fue el método clásico en los códigos de diseño.
En Japón, el profesor Tachu Naito aplicó con éxito el método al diseño de edificios de hormigón armado antes del terremoto de Kanto ocurrido el 1 de septiembre de 1923, que causó daños severos en Tokio y Yokohama. Este terremoto impulsó el desarrollo de la ingeniería sísmica en Japón, se fundó el Instituto de Investigación Sísmica, Earthquake Research Institute. Suyehiro estimuló el desarrollo de acelerógrafos para medir movimientos fuertes porque consideraba de gran importancia la medición del movimiento del suelo en zonas epicentrales, especialmente la aceleración. Después de este terremoto, se introdujo en Japón el método estático en sus ordenanzas con un coeficiente sísmico de un diez por ciento.
El número de estaciones sismológicas fue creciendo en esos años, pero sin estandarizarse aún, algunas organizaciones individuales tenían una o más estaciones. La más globalizada fue la de los jesuitas, quienes tenían en sus colegios observatorios sismológicos. En EE.UU. los jesuitas formaron la Asociación Sismológica Jesuita, dando rápidamente la determinación de los epicentros de sismos de todo el mundo.
La Asociación Sismológica Internacional, creada en 1904, dejó de existir al comenzar la Primera Guerra Mundial, pero revivió en 1922 creándose la más importante institución de investigación mundial, la ISS, International Seismological Summary, siendo en muchos aspectos la continuación de los esfuerzos de Milne para determinar la localización de los terremotos.
Tectónica de Placas
En 1915, Alfred Wegener, quien en 1912 había escrito El origen de los continentes y océanos, propuso la teoría de la tectónica de placas, pero fue rechazada de inmediato por la comunidad científica. Los físicos convencieron a los geólogos que las capas externas de la tierra eran muy rígidas para permitir el desplazamiento de los continentes.
Después de la Segunda Guerra Mundial se usaron submarinos para estudiar el fondo del océano encontrando montañas, fisuras, brechas profundas y volcanes activos. Se descubrió que el fondo del Atlántico estaba formado por basalto. Una cordillera de más de 30 000 kms de largo dividía el Atlántico en dos, sus cimas, las Mesodorsales, trazaban las mismas curvas que los continentes. Una enorme depresión en su cima, de 30 kms de ancho, indicaba que la corteza terrestre estaba rota en esa zona.
En 1963 Frederick Vine y Drummond Matthews de la Universidad de Cambridge propusieron que la dorsal submarina era una grieta de la corteza terrestre por donde salía de manera continua magma fundido, que, al enfriarse, creaba suelo nuevo renovando continuamente el fondo del océano. La inversión de la polaridad de los polos que ocurre cada medio millón de años quedaba registrada en la orientación del basalto. El océano se ensanchaba separando los continentes. Invirtiendo el movimiento se podía deducir que el océano desaparecería en el interior de la brecha, quedando África y América del Sur encajadas.
Si el suelo crece en una parte, necesariamente se funde en otra, es lo que ocurre en las zonas de subducción, donde ocurren terremotos profundos. En esas áreas, los magmas ligeros se funden y salen a la superficie, formándose volcanes y arcos de islas como las Islas Marianas del Pacífico, Filipinas o Japón. En las zonas donde el suelo se separa casi no tiembla y no hay actividad volcánica.
Al parecer, los continentes deben haberse formado hace unos 3000 a 3500 millones de año. Al comienzo la corteza se condensó en un gran continente conocido como Ur, más pequeño que Australia. Luego se separó y volvió a unirse formando primero Kenorland (2 600 millones de años) y después Nuna (1 800 millones de años). Nuna fue el primer super continente con una longitud de 12 800 kms de norte a sur.
Hace 1100 millones de años se habría formado Rodinia a partir de Columbia y otras tierras nuevas que emergieron del mar. Cerca de la línea del Ecuador había un cinturón de fuego de más de tres mil kilómetros de largo donde se produjeron erupciones que hace 717 millones de años causaron la segunda glaciación conocida como Sturnania. La combinación de
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múltiples erupciones volcánicas liberando gases, sumado al desplazamiento de los continentes y la existencia de hielo en la superficie congelaron la tierra.
Hace 750 millones de años se volvió a separar para volver a unirse hace 600 millones de años después en un continente inmenso, Pannotia, que duró 60 millones de años. Finalmente, hace 250 millones de años, la tierra firme se concentró en un gran continente denominado Pangea que estaba rodeado por el gran océano Panthalassa
En la historia del planeta ha habido seis grandes episodios de ensamble y rotura continental, que al parecer siguen una pauta fija y cíclica. Hubo intervalos cortos, de 100 a 200 millones de años, en que se produjeron colisiones continentales alternadas, con largos intervalos de 300 millones de años sin actividad. Se supone que cada 500 millones de años todos los continentes se juntan en una gran masa, siendo Pannotia la excepción.
Hace 225 millones de años, Pangea se componía de dos grandes masas unidas por el centro en la zona del Ecuador, Laurasia en el hemisferio norte, que reunía la actual América del Norte, Groenlandia, Europa y Asia, y Gondwana, en el hemisferio sur, que corresponde a la actual América del Sur, África, India, Australia y la Antártida, Figura 2.
Pangea apareció después de la extinción masiva del Pérmico-Triásico, que había arrasado con la mayoría de los anfibios y reptiles evolucionados a partir de los tetrápodos. Veinticinco millones de años después comenzó a escindirse de nuevo, algunos pedazos chocaron formando el Himalaya y los Alpes, una brecha escindió África y América llenándose de agua salada formando el Océano Atlántico. La India emergió donde había estado adherida a Madagascar, Australia se separó de la Antártida y avanzó hacia Asia con quien chocará en el futuro. África se desplazó hacia el norte chocando con Europa en un proceso continuo que algún día cerrará el Mediterráneo. Europa y Groenlandia fueron las últimas en romper sus vínculos, hace 60 millones de años. América del Norte estaba separada de América del Sur hasta que hace 5 millones de años una subducción en el Pacífico formara el istmo de Panamá, aislando el Atlántico del Pacífico.
Figura 2.- Deriva de los continentes desde Pangea hasta hoy. (Elena Sanz).
Según geólogos de la Universidad de Yale, 2012, dentro de millones de años más, los continentes se volverán a juntar en uno solo, que quedará cercano al actual Polo Norte, se llamará Amasia. Desaparecerán el océano Ártico y el mar Caribe y América del Norte se fusionará con América del Sur y se unirán a Asia y Europa por el lado norte.
Hay otro modelo propuesto por el geólogo de Texas, Christopher Scotese, que dice que en 50 millones de años más habrá un único continente, Pangea Última, que tendrá un pequeño océano rodeado de tierra por los cuatro costados. Se formará al chocar Europa con África, desapareciendo el Mediterráneo, y Australia quedará sobre Indonesia. La Antártida ascenderá al norte y Groenlandia se derretirá. África chocará con América del Norte y envolverá a América del Sur haciendo que el Pacífico cubra la mitad del planeta.
Desarrollo de los métodos de diseño
Volviendo al desarrollo de la Ingeniería Sísmica, el terremoto de Santa Bárbara, del 29 de junio de 1925, dio inicio a estudios de ingeniería sísmica en EE.UU. En Stanford, el profesor Bailey Willis propuso crear un laboratorio para investigación en ingeniería sísmica, consiguiendo los fondos para una mesa de vibrar, que se construyó en 1927. En 1930 se ensayó un
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modelo de un edificio alto y posteriormente, entre 1934 y 1937, Blume y Jacobsen construyeron y ensayaron un modelo de un edificio que se construyó en San Francisco.
Las primeras mediciones de periodos en edificios datan de 1912, hechas por Elmer Hall, profesor de física de la Universidad de California, Berkeley. Los japoneses habían medido antes deformaciones en edificios debido al viento, pero no habían utilizado mediciones de pequeñas vibraciones provenientes del tráfico para determinar propiedades dinámicas de las estructuras. Los instrumentos de Hall se usaron para medir movimientos en seis edificios en San Francisco. Byerly publicó en 1931 mediciones de periodos en EE.UU. usando los mismos instrumentos.
Wood comenzó a desarrollar instrumentos en 1920, logrando instrumentos más sensibles, ayudado por Anderson. En California del Sur se instaló una red local con instrumentos Wood-Anderson, copiada rápidamente por California del Norte y Nueva Zelanda. La calidad de los datos obtenidos atrajo a uno de los discípulos de Wiechert, Gutenberg, a trabajar en Pasadena en 1930, traspasando la ciencia alemana a EE.UU.
Otro de los discípulos de Wiechert, Mintrop, había hecho su tesis desarrollando un instrumento portátil para medir vibraciones producidas por una masa que cae. Se aplicó a la exploración geológica para buscar petróleo. Significó el inicio de un área de registros de terremotos severos.
En 1927 la red de sismógrafos de California del Sur registró temblores en EE.UU. Los registros fueron procesados por Wood y Richter. En 1930 Richter propuso su medida de magnitud.
En 1931 el profesor Freeman invitó al profesor K. Suyehiro a EE.UU., porque en 1926 el profesor japonés había inventado y construido un analizador de vibraciones. Siguiendo las ideas de Suyehiro, presentadas en charlas en Berkeley, Stanford, Caltech y MIT, desarrollaron en la USCGS varios prototipos de instrumentos para el registro de movimientos fuertes. El 10 de marzo de 1933 se registró el primer temblor significativo en Los Ángeles, el terremoto de Long Beach, magnitud 6.4, siendo el primer paso en el desarrollo de la ingeniería sísmica moderna. Por primera vez se podía conocer la naturaleza del movimiento del suelo debido a un terremoto fuerte.
En 1927 apareció la primera edición del UBC, Uniform Building Code, requiriendo que se diseñaran los edificios para resistir fuerzas laterales aplicadas en cada piso y en el techo del orden de un 7.5 a 10 por ciento del peso del edificio sobre cada planta. La idea de usar un coeficiente sísmico constante se mantuvo en varios códigos de diseño posteriores, hasta 1943.
El terremoto de Long Beach, del 10 de marzo de 1933, magnitud 6.3, produjo daño significativo, destruyendo 15 colegios. Investigadores de Caltech recorrieron el área afectada. A raíz de este terremoto apareció el primer código obligatorio de diseño sísmico en EE.UU. Los registros obtenidos en este terremoto fueron los más importantes del mundo en ese tiempo. En ese periodo se desarrolló el concepto de espectro de respuesta, introducido por Maurice Biot en su tesis doctoral en 1932, supervisado por el profesor Martel. George Housner posteriormente lo expandió, doctorándose también bajo la supervisión de Martel en 1941. El espectro de respuesta fue introducido en un código de diseño sísmico solo en 1952.
El Código de la Ciudad de Los Ángeles especificaba un coeficiente sísmico de un ocho por ciento. En 1943 se propuso un corte basal Vasal V:.,-ÑLs en cada piso y en te sñismico de un ocho por ciento, en 1943 se propuso un corte basal V:.,-ÑLs en cada piso y en = CW, con C= 60/(N+4.5), con N mayor que 13. Estos valores eran muy bajos comparados con los usados en Japón, que eran del orden de un veinte por ciento.
En 1952 ASCE-SEAONC establecían un coeficiente sísmico C=K1/T1, con K1=0.015 a 0.025.
En 1929 se fundó la Asociación de Ingenieros Estructurales del Sur de California y un año más tarde la de California del Norte.
En 1928 un terremoto destruyó Talca dejando 200 muertos y miles de heridos. A raíz de este terremoto se escribió la Ordenanza General de Construcciones de 1931 que contenía algunas disposiciones sísmicas, basada en estudios hechos en la Universidad de Chile. Esos estudios se basaban en la experiencia dejada por los terremotos de Messina, 1908, y Tokio, 1923.
El 24 de enero de 1939 ocurrió en Chile el terremoto de Chillán, M w 7.8, causando más de treinta mil muertos, aun cuando la cifra oficial fue de 5.648. Una comisión de ingenieros, integrada entre otros por don Rodrigo Flores y don Julio Ibáñez, propusieron medidas para mitigar daños. En ese terremoto se cayeron o quedaron semi destruidas en Chillán todas las casas de la ciudad que estaban hechas de adobe o de tabiques de madera y adobes, salvo seis casas de albañilería reforzada que resistieron el sismo sin daños. Esas casas cumplían con la Ordenanza General de Construcciones. Debido a ello, en Chile se adoptó la albañilería reforzada como sistema estructural.
La erradicación del adobe fue la decisión más importante tomada después de ese sismo, evitándose así un gran número de muertos en los terremotos de gran magnitud ocurridos posteriormente en Chile. El uso del adobe no puede justificarse con cálculos de la tensión de corte en el plano de cada muro, porque la falla es por vaciamiento del muro en la dirección perpendicular a su plano. Las paredes de adobe se desconectan entre ellas y el muro queda inestable en la dirección
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perpendicular al plano, desplomándose. Muchos intentos se han hecho para construir en adobe en países sísmicos, proponiéndose diferentes soluciones. Los trabajos más destacados son los de Julio Vargas en Perú, quien hizo ensayos en mesas de vibrar. Su mayor logro fue retardar el colapso para dar tiempo a los habitantes de escapar. En Chillán, después del terremoto de 1939 se observó que la albañilería reforzada por pilares y cadenas, como se usaba en Italia, resistía bien los sismos. Para el diseño se propuso un coeficiente sísmico y una tensión admisible para el ladrillo de 0.5 kg/cm2, valor que determinaba la cantidad de muros que debía usarse. Para considerar el efecto de la carga axial se propuso aumentar la tensión admisible al corte en un diez por ciento de la tensión debida a la carga axial. Posteriormente, con el auge de la construcción en altura, el panel de ladrillo del muro se reemplazó por hormigón armado en los pisos donde el valor de la tensión de corte superara el valor admisible para el ladrillo. Se originó así la denominada práctica chilena que consiste esencialmente en estructurar con muros, contrario a lo que se estila en el resto del mundo, donde se usa el marco como sistema estructural. Contaba don Rodrigo Flores, que por una mala interpretación de la norma alemana DIN, se tomó como límite para la tensión de corte 7 kg/cm2, porque esa norma establecía que para tensiones mayores debía armarse al corte. Esta práctica se tradujo en el uso de edificios con alta densidad de muro y espesores importantes. Hasta los años setenta, los edificios no superaban los diez pisos de altura. Este tipo de estructuración ha tenido hasta ahora excelente resultados.
En la Universidad de Chile tomaron en cuenta estudios de investigadores japoneses, como Imamura, Omori, Tanabashi y otros, quienes pensaban que las ondas de periodos entre 1 y 2 segundos eran las más destructoras. Omori clasificó las estructuras en rígidas -las de periodos menores que un segundo-, y flexibles -las con periodos mayores que dos segundos-. Para las estructuras rígidas propuso que hubiera normas basadas en la resistencia a fuerzas sísmicas laterales, y para flexibles, que las normas se basaran en la capacidad de deformación. El rango intermedio era peligroso. Apoyándose en estas ideas y en sismogramas de grandes terremotos, la Universidad de Chile formuló el “Diagrama de acción del terremoto” usado como Espectro de Acción Sísmica en el Anexo II del Apéndice de la Ordenanza General de 1949, Figura 3.
Con la obtención de los primeros registros de terremotos, como El Centro 1940, terremoto del Imperial Valley, sudeste de California, 18 de mayo de 1940, y el posterior avance de la computación, se desarrolló la dinámica de estructuras. Un grupo de ingenieros mecánicos que había trabajado en el diseño de reactores nucleares comenzó a trabajar en Berkeley en dinámica de estructuras aplicada al diseño sísmico de edificios. El profesor Newmark, en la Universidad de Illinois, desarrolló la teoría del espectro de respuesta, originando un método que se hizo popular y que es la base del diseño sísmico basado en fuerzas laterales. El concepto que estaba predominando en la estructuración de edificios y que prevaleció durante el siglo XX era dotar al edificio de resistencia a fuerzas laterales, de esa manera se obtendría una buena respuesta a un sismo.
En 1947 un pequeño grupo de ingenieros formó un comité en San Francisco para aconsejar al gobierno de los EE.UU. respecto a medidas para mitigar el efecto de los sismos sobre las construcciones, promoviendo la instrumentación sísmica. El comité fue presidido por Lydik Jacobsen. John Blume fue el secretario y entre otros miembros se destacaron George Housner y R.R. Martel. Frustrados ante los pocos logros obtenidos, en 1949 formaron el EERI, Instituto de Investigación en Ingeniería Sísmica. Entre los participantes se puede mencionar a Housner y a Ray Clough, quien era entonces un joven profesor en Berkeley.
En 1956 se organizó en Berkeley la Primera Conferencia Mundial en Ingeniería Sísmica, WCEE, para conmemorar los cincuenta años del terremoto de 1906 en San Francisco. Se llamó en realidad Conferencia Mundial en Ingeniería Sísmica. Mundial, porque se invitó a investigadores extranjeros. Asistieron 140 personas y se presentaron 40 trabajos. El profesor Kiyoshi Muto, de la Universidad de Tokio, ofreció Japón como sede de la siguiente conferencia y propuso que se fundara una organización internacional. Como en cada país había diferentes maneras de enfrentar el problema, se decidió final-
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Figura 3.- Diagrama de Acción del Terremoto. Julio Ibáñez, Anales de la Universidad de Chile, Quinta Serie, N.21, noviembre, 1989, pp. 95- 99.
mente que los miembros de esta organización fueran sociedades nacionales y no individuos. Los trabajos presentados en diferentes conferencias mundiales han dejado un registro del avance en la disciplina.
En la primera conferencia mundial, Housner fue pionero en hacer ver que era posible diseñar estructuras con mucho menos resistencia a acciones laterales que las provenientes de un análisis espectral, si se aceptaban pequeñas incursiones dentro del rango no lineal de respuesta. Rosenblueth propuso un enfoque probabilístico para estimar la respuesta de estructuras a frentes aleatorios de ondas. Participantes de todas partes del mundo mostraron códigos, programas para registrar los terremotos, ensayos de laboratorio y desarrollos teóricos.
En aquella época, los cálculos se hacían a mano, con métodos simplificados. Las herramientas eran lápiz, papel y la regla de cálculo, símbolo del ingeniero. Don Rodrigo Flores decía que, en los inicios, se acudió a modelos muy simples, el sismo era una sinusoide y la estructura un oscilador de un grado de libertad, de esa manera era más fácil entender el concepto. En 1954 apareció en el mercado la radio a transistores, siendo el uso de computadores muy limitado, solo lo ocupaban las oficinas de gobierno, los grandes bancos y las instituciones militares. En 1956 en el MIT se inventó una manera de entrar datos directamente en el computador y no conectando circuitos manualmente. Ese año IBM construyó un computador para uso comercial y dos años después lo lanzó al mercado. En Chile, el primer computador de este tipo llegó a la Universidad de Chile en 1965, un IBM 360, que ocupaba un subterráneo en el edificio central de la Escuela de Ingeniería.
Clough y Turner habían trabajado en la Boeing desarrollando un método para analizar alas de aviones a reacción, aplicándolo posteriormente a la ingeniería sísmica. En 1956 publicaron el primer trabajo sobre elementos finitos antes que el computador estuviera disponible para proyectos de ingeniería. En esos años, como las fotocopias eran muy caras, se usaba el mimeógrafo. En clases, solo tiza y el pizarrón. Recién se estaba inventando el proyector de diapositivas. En cuanto a registros de terremotos, se tenía el de Taft de 1952 en California, y el de “El Centro” de 1940. Aún no había mesas de vibrar.
Antes de la primera conferencia mundial habían ocurrido algunos terremotos con más de mil muertos, Turquía en 1953, Afganistán y Argelia 1954.
La Segunda Conferencia Mundial fue en Tokio en 1960, asistieron 500 personas y los trabajos se publicaron en un libro de 2000 páginas.
En esta conferencia se hizo ver que la resistencia a acciones laterales calculada con la dinámica de estructuras, considerando los registros obtenidos hasta entonces, era mucho mayor que la usada en el diseño de edificios que habían tenido en general un desempeño satisfactorio. Numerosos trabajos en análisis no lineal intentaron explicar este buen comportamiento. Se dejaba atrás la idea de diseñar las estructuras para que permanecieran elásticas. Los trabajos de Veletsos, Newmark, Housner, Blume y Penzien hicieron ver que un ingreso moderado dentro del rango no lineal de respuesta no necesariamente produciría la falla.
En geología y geotécnica se discutió sobre la naturaleza probabilística de la falla, mientras Seed estudiaba la resistencia cíclica al corte del suelo.
Aun cuando ya se había propuesto el método de elementos finitos y la teoría del espectro de respuesta, todavía no había capacidad computacional disponible para los ingenieros. Los profesores Kiyoshi Muto y Nathan Newmark contribuyeron al avance de los centros de computación. Muto, en la Universidad de Tokio, contribuyó al desarrollo de un poderoso computador análogo, SERAC, capaz de calcular la respuesta elastoplástica de sistemas de hasta cinco masas unidas por resortes. Cinco años después, ese computador fue reemplazado por uno digital. En la Universidad de Illinois, Newmark presidió el Laboratorio de Computación Digital contribuyendo al desarrollo del computador ILLIAC II.
En 1960 se construyeron plantas nucleares, embalses y algunos edificios altos en zonas sísmicas, necesitándose métodos avanzados de análisis que poco a poco se fueron haciendo populares en la práctica de la ingeniería. En esos años ocurrieron grandes terremotos: el de 1960 en Agadir, Marruecos, M 5.9, que causó 13 000 muertos, y el más grande en la historia de la sismología, el de 1960 en Valdivia, sur de Chile, M 9.5, del que desgraciadamente no se obtuvieron registros. Ocurrió el domingo 22 de mayo a las 15:15, y se dice que duró diez minutos. Murieron más de dos mil personas. Algunos expertos dicen que fue una sucesión de 37 terremotos a lo largo de 1 350 kms.
En 1960 se inicia una nueva era en la sismología. Se detectó por primera vez la oscilación libre de la tierra. Las oscilaciones libres de una esfera elástica habían sido investigadas por Poisson en 1829. Lamb en 1983 y Love en 1911 aplicaron esos estudios a la tierra. Después del terremoto de 1952, Benioff pensó haber observado oscilaciones con un periodo de 52 minutos. Posteriormente, en 1959, Alterman, Jarosch y Pekeris calcularon el periodo de la tierra usando uno de los primeros computadores electrónicos. A raíz del terremoto de Chile en 1960 varios grupos de investigadores aplicaron análisis de Fourier a los registros. Los máximos de la transformada de Fourier coincidían bien con los periodos calculados originando el inicio de nuevas técnicas numéricas en sismología.
En 1960 aparece una nueva visión de la tierra. El registro de sismos menores con instrumentos más precisos y la local-
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ización de los epicentros origina la teoría de las placas tectónicas.
La Tercera Conferencia Mundial se realizó en Auckland y Wellington, Nueva Zelanda, en 1965. En esa oportunidad la IAEE adoptó como símbolo al Dios Maorí de terremotos y volcanes, Ruaumoko.
No existían aún registros de grandes terremotos, solo se tenía la experiencia de El Centro 1940 y Alaska 1964. Housner se aventuró en anticipar entonces que podría haber aceleraciones del orden de 0.5g. Observó que el movimiento del suelo cerca de una falla en un terremoto de gran magnitud no necesariamente sería muy severo y que el movimiento del suelo en un lugar dependía del tipo de ondas y de las condiciones locales del suelo. Iwan estudió sistemas bilineales de un grado de libertad y Clough lo extendió al estudio de edificios altos. Los conceptos de energía en trabajos de Blume dieron pie posteriormente a la idea de reducir la respuesta elástica usando un factor que dependiera de la ductilidad.
Los terremotos de Alaska y Niagata, en 1964, produjeron licuación de suelos, pero no hubo tiempo para incluir esos trabajos en esa conferencia.
Se comenzó a construir edificios con marcos de hormigón armado hasta de diez pisos. La Asociación de Cemento Portland, Portland Cement Association, pidió a Blume, Newmark y Corning que escribieran un libro para ayudar a los ingenieros en sus diseños en áreas sísmicas.
La Cuarta Conferencia Mundial fue en Santiago, en 1969. Desde 1960 se había comenzado a trabajar en enfoques probabilísticos para estimar el peligro sísmico. Al comienzo los términos peligro y riesgo se usaron como sinónimos. Los primeros trabajos sobre riesgo sísmico fueron los de Esteva y Vanmarcke.
Kanai estimó que la velocidad del suelo era un buen índice de daño. Se hizo atractivo el análisis estocástico de sistemas no lineales. Ambraseys dijo que era posible encontrar velocidades del suelo de 100 cm/seg y aceleraciones de alta frecuencia hasta de 1g.
Los ensayos en mesa de vibrar se hicieron realidad, destacándose las investigaciones de Sozen, Clough, Umemura, Aoyama, Bertero, Park y Paulay.
Como la computación no era aún accesible a la mayoría de los ingenieros, el análisis dinámico era ofrecido solo por oficinas especializadas. Se usaban tarjetas perforadas y los resultados salían impresos en papel en muchas páginas llenas de números.
En 1967 la Universidad de Illinois tuvo su primera mesa de vibrar moderna, y en Japón se inició la construcción de la ciudad de la ciencia en Tsukuba, construyéndose en 1970 las grandes instalaciones que se usan hasta hoy.
En esos años ocurrieron los terremotos de Turquía 1966, Irán 1968, y China 1969, con más de mil muertos. El terremoto de Caracas 1967 dejó lecciones de interés debido al colapso de edificios de marcos de mediana altura. Los geotécnicos iniciaron estudios de amplificación debido al tipo de suelo.
En la Quinta Conferencia Mundial en Roma en 1974, se presentaron trabajos que comparaban las propiedades dinámicas medidas en estructuras con resultados teóricos.
Veletsos estudió estanques flexibles; Powell y Wilson, entre otros, presentaron trabajos sobre la respuesta no lineal de sistemas complejos. Whitman introdujo la matriz de daños y los primeros desarrollos probabilísticos para estudiar pérdidas.
El correo electrónico se inició en 1971 pero no estuvo disponible hasta la aparición del computador personal en 1980. Se escribieron varios programas de análisis, como STRUDL, STRESS y el más famoso, el programa SAP de Edward Wilson.
Varios ingenieros chilenos estudiaron en Japón y en EE.UU. Ingenieros de la Universidad de Chile tuvieron la oportunidad de hacer estudios de post grado a través del programa Chile California. Tomás Guendelman, que estudió en Berkeley y trabajó en San Francisco, introdujo a su regreso a Chile el análisis matricial de estructuras, asesorando a la mayoría de los ingenieros estructurales chilenos en el análisis de edificios.
En 1972 se comenzó a usar una mesa de vibrar de 6.1 m x 6.1 m en la Universidad de California en Berkeley. Se hicieron populares los marcos con diagonales excéntricas. Hasta entonces se habían usado marcos con diagonales y muros sin la intención de usarlos como sistemas sismo resistente. Fue entonces cuando se comenzó a pensar en sistemas alternativos para reforzar estructuras diseñadas solo para cargas gravitacionales.
Hubo grandes terremotos entres esas dos últimas conferencias, como China en 1969, 1970 y 1974, Turquía en 1970 y 1971, Perú y Nueva Guinea en 1970, Papudo, Chile, en 1971, Irán y Nicaragua en 1972 y Pakistán en 1974. El terremoto de Perú causó 67 000 muertos debido a deslizamientos masivos de laderas, enterrando pueblos enteros.
En el terremoto de San Fernando, 1971, se obtuvieron 241 registros. El obtenido en el embalse de Pacoima tuvo 1.25 g de
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aceleración. Las mediciones indicaban que los terremotos eran mucho más severos de lo que se pensaba, fue un desafío para la ingeniería racionalizar los métodos de diseño y hacer más explícitas las bases del diseño sísmico. El registro obtenido en el embalse de Pacoima se comparó con otro obtenido en suelo duro, estudiándose el efecto de la pared del embalse en la respuesta. Bertero hizo ver que la presencia de pulsos largos de velocidad se traducía en grandes incursiones en el rango no lineal produciendo el daño.
En 1975 apareció la primera edición del libro de diseño sísmico de estructuras de hormigón armado, de Park y Paulay, dando las bases del diseño por capacidad.
Los métodos de análisis actualmente en uso en la práctica de la ingeniería en Chile datan de los años setenta. La norma de diseño sísmico de edificios NCh433Of.72, seguía el enfoque mundial. Contenía un método estático y otro dinámico con espectro de aceleraciones para el diseño con ordenadas del orden de 0.1g. Se usaban dos coeficientes, k1 y k2, para considerar la importancia de la estructura y el tipo de sistema estructural. Tenían valores 0.8, 1.0 o 1.2. El suelo se caracterizaba por un periodo To, igual a 0.2, 0.3 o 0.9, dependiendo si era roca, suelo duro o suelo blando. Como las ordenadas caían mucho para los periodos altos y no habiendo experiencia en edificios de más de quince pisos, don Fernando del Sol propuso dar una señal de alerta proponiendo no usar un corte basal menor que 0.06 veces el peso de la estructura. El desplazamiento lateral de entrepiso se limitaba a 0.002 veces la altura del entrepiso “para evitar daños en elementos no estructurales”.
En 1973, al redactarse el documento ATC3 en EE.UU., se decidió dejar explícito que la resistencia suministrada a una estructura para resistir el sismo de diseño era mucho menor que la necesaria para una respuesta elástica. Se comentó que conceptualmente los resultados de los análisis lineales usando registros de terremotos eran correctos, pero que en la práctica no se requería una resistencia tan alta, siendo suficiente la resistencia hasta entonces considerada, del orden de un 10% del peso.
Los terremotos de Chile no aparecen en el ranking mundial porque no alcanzan los mil muertos. Algunos investigadores han hecho ver que se debe a la alta frecuencia de vibración en suelos duros y a la distancia a la falla y algunos ingenieros piensan que se debe al uso de estructuras robustas debido a la cantidad de muros que se utilizan.
En 1971 hubo un terremoto con epicentro en Papudo, que causó algunos daños en edificios en Viña del Mar.
La Sexta Conferencia Mundial fue en 1977 en Nueva Delhi.
Arnold y Vanmarcke, estudiando registros del terremoto de San Fernando de 1971, descubrieron que además de las condiciones locales del suelo la directividad del sismo es un parámetro importante. Los investigadores principales del proyecto ATC3 introdujeron procedimientos novedosos para el diseño sísmico, incorporando el factor R de modificación de la respuesta, hoy presente en la mayoría de los códigos de diseño sísmico. Shibata y Sozen analizaron sistemas no lineales de varios grados de libertad y propusieron el método de “la estructura sustituta”, fundamento de los nuevos métodos de diseño por desplazamientos.
Antes de esa conferencia ocurrieron los terremotos de China en 1974 y 1976, Pakistán en 1974, Turquía en 1975 y 1976, Guatemala e Indonesia en 1976 y Rumania en 1977, con más de mil muertos cada uno. En esa década se hizo evidente la necesidad de un diseño dúctil.
En la Séptima Conferencia Mundial en Estambul, 1980, Newmark y Riddell presentaron estudios exhaustivos de registros, proponiendo espectros no lineales de respuesta. Unemura, en un trabajo sobre vulnerabilidad, dejó abierta la pregunta a la posible respuesta de un edificio a un sismo futuro. Otani ensayó columnas a cargas en diferentes direcciones y Oliva y Clough ensayaron modelos de marcos de hormigón armado en mesa de vibrar, concluyendo que la capacidad de deformación decrece y la rigidez se degrada bajo cargas biaxiales, siendo necesario identificar la dirección más débil.
En los años ochenta, la popularización del computador personal permitió el uso del método de elementos finitos y el análisis modal con espectros de respuesta.
Antes de esa conferencia ocurrió solo un gran terremoto, el de Irán 1978 que causó veinte mil muertos.
La Octava Conferencia Mundial se celebró en San Francisco, en 1984. Los trabajos se publicaron en siete grandes volúmenes. Bertero presentó resultados de un programa cooperativo Japón-EE.UU., 1979, donde se ensayó un edificio de siete pisos a escala natural en Tsukuba aplicando el método seudodinámico. Paralelamente, se ensayó un modelo escala 1/3 en la mesa vibradora de la Universidad de California, Berkeley, en el laboratorio de Richmond. Los ensayos detectaron una gran sobre resistencia respecto a las predicciones hechas con métodos de análisis usados en la práctica. Bertero hizo ver la necesidad de tener primero una respuesta analítica para luego ensayar y con los resultados experimentales modificar el modelo para calibrar los resultados obtenidos: le llamó el ciclo “análisis-experimento-análisis”.
El desarrollo de los computadores personales fue dejando atrás la época en que los ingenieros llevaban sus tarjetas perforadas a un centro de computación, generalmente universitario, para esperar los resultados entregados en resmas de papel.
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Antes de esta conferencia ocurrieron los terremotos de Argelia e Italia en 1980, Irán en 1981, Yemen en 1982 y Turquía en 1983. Los edificios de hormigón armado y albañilería sin diseño sísmico adecuado resultaron ser los más vulnerables.
En la Novena Conferencia Mundial, en Tokio en 1988, el profesor Fajfar propuso su método N2. Hubo una gran cantidad de trabajos sobre aislación basal. Comenzaron a aparecer temas sobre aspectos socio económicos y comportamiento humano, aumentando las fronteras de la ingeniería sísmica.
En 1988 la Internet y el correo electrónico se hicieron accesible a los ingenieros. Profesores, estudiantes e ingenieros de la práctica comenzaron a hacer análisis no lineales.
En esa época ocurrieron grandes terremotos, Chile y México en 1985, El Salvador en 1986, Ecuador en 1987 y Nepal en 1988.
En abril de 1986 se celebró la Conferencia de ACHISINA en Viña del Mar, posterior al terremoto del 3 de marzo de 1985. Nigel Priestley estuvo entre los invitados internacionales y mostró el diseño por capacidad aplicado a edificios de albañilería y a puentes.
El profesor Mete Sozen, de la Universidad de Illinois, envió a Chile un equipo de investigadores integrado por sus ex alumnos de post grado, Jack Moehle, Jim Wight y Sharon Wood. Observó que los edificios estructurados con muros habían respondido bien al terremoto sin tener elementos especiales de borde como lo requería ACI318. Moehle aplicó conceptos del método de diseño por desplazamientos, propuesto por Sozen, y las reglas del diseño por capacidad de Park, para determinar la necesidad de utilizar elementos especiales de borde en función del desplazamiento lateral esperado. Esta idea dio origen a las disposiciones sísmicas para muros vigentes desde la versión de ACI318-99.
La falla de uno de los muros del edificio El Faro no fue bien explicada en esa época, Sharon Wood correlacionó la falla con fractura del refuerzo de borde con la cantidad de refuerzo longitudinal en el borde del muro. Restrepo posteriormente ensayó en Nueva Zelanda barras de acero obteniendo relaciones para identificar el inicio del pandeo y la fractura, ideas desarrolladas posteriormente por Mario Rodríguez en la UNAM, quien propuso un índice para identificar el inicio del pandeo del refuerzo vertical de borde en muros.
En esa Conferencia de ACHISINA de 1986, Nigel Priesley hizo los contactos para emigrar a la Universidad de California en San Diego.
Solo seis meses después del terremoto en Chile el 3 de marzo de 1985, ocurrió en México el del 19 de septiembre. La amplificación y filtrado de frecuencias debido a la respuesta del suelo en Ciudad de México, causó más de veinte mil muertes debido al colapso de seiscientos edificios modernos de hormigón armado. Cuatrocientos edificios más tuvieron que ser demolidos. Un mes después del terremoto se modificó la norma de diseño sísmico amplificándose las fuerzas de diseño por tres. Muchos edificios de marcos fallaron por punzonamiento, quedando columnas intactas y las losas en el suelo. El movimiento en el sector de la ciudad donde más daño hubo fue sinusoidal, con bajas amplitudes, del orden de 0.2g, destruyendo edificios entre quince y veinticinco pisos. El movimiento tuvo características similares a las registradas en la ciudad de Concepción en 2010 en el rango de bajas frecuencias. El daño ocurrido en edificios de quince pisos estructurados con muros en Concepción contrastó con los numerosos colapsos de edificios estructurados solo con marcos en Ciudad de México, mostrando que para ese tipo de movimiento del suelo es beneficioso usar muros.
Los trabajos presentados en la Décima Conferencia Mundial en Madrid, 1992, fueron por última vez publicados en papel. Los doce volúmenes entregados a los participantes tuvieron que ser embarcados a sus países debido a su peso. Entre otras presentaciones se destacaron la de J. M. Kelly sobre el uso de aislación basal en EE.UU. Jack Moehle presentó los fundamentos del método de diseño basado en desplazamientos a partir de los trabajos desarrollados por Sozen previamente.
Entre la novena y décima conferencia mundial ocurrieron los terremotos de Armenia en 1988, Irán y Filipinas en 1990 e India en 1991.
Después de dos grandes terremotos ocurridos en zonas pobladas, Northridge, Los Ángeles 1994 y Kobe 1995 se celebró la 11WCEE en Acapulco, 1996.
Por primera vez los trabajos fueron entregados en CD en formato electrónico. Se solucionó el problema de la impresión en papel, pero surgió el problema de lectura de los trabajos. Para los ingenieros más antiguos aún no hay nada como leer un buen libro, oler el papel y hojearlo para buscar la figura deseada.
En esta conferencia C. Arnold mostró aspectos arquitectónicos del diseño sismo resistente y Bertero presentó un estado del arte del diseño sísmico, distinguiéndolo del estado de la práctica.
A partir de los terremotos de Northridge y Kobe, Borcherdt trató los factores de sitio que se deben considerar para generar espectros de diseño para terremotos severos.
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Se desarrolló la internet, teniéndose acceso electrónico a publicaciones en formato PDF.
Entre la 10WCEE y la 11WCEE ocurrieron los terremotos de Indonesia en 1992, India en 1993, Northridge 1994 y Japón y Rusia en 1995. En el terremoto de Kobe se comprobó que las estructuras que más daño sufrieron habían sido construidas antes de 1980, año en que entró en vigencia un nuevo y moderno código de diseño sísmico. El terremoto de Northridge mostró la fragilidad de las uniones de marcos de acero que se usaban hasta entonces.
Priestley escribió la monografía “Mitos y Falacias”, divulgándola en un ciclo de charlas, donde propuso las bases para un método de diseño directo basado en desplazamientos. Tomó los conceptos de la estructura substituta de Sozen y propuso utilizar un análisis lineal con un amortiguamiento equivalente para estimar la resistencia necesaria para no superar en la respuesta no lineal un desplazamiento objetivo de diseño.
En 1995 se escribió el documento VISION 2000, proponiéndose procedimientos de diseño basados en el desempeño. Se estableció que el mejor parámetro para estimar el daño en una estructura era el desplazamiento de entrepiso.
El estado del arte en el diseño basado en el desempeño y la necesidad de un diseño basado en desplazamientos caracterizaron la 12WCEE, celebrada en Auckland en 2000. El diseño por desplazamientos comenzó a usarse como una herramienta generalizada para evaluar estructuras existentes y decidir sobre su reparación. El GPS se hizo más preciso permitiendo el monitoreo en tiempo real del movimiento del suelo. Comenzó a estudiarse el movimiento del suelo cercano a la falla, con pulsos largos de desplazamientos y velocidades. En el laboratorio se usaban transductores de desplazamientos, LVDT, y estampillas extenso métricas (strain gauges), que, a pesar de datar de 1930, solo en la última década del siglo XX, con el avance de la electrónica, se pudo obtener fácilmente información de ensayos dinámicos.
Durante los cuatro años que siguieron a la 11WCEE ocurrieron los terremotos de Irán en 1997, Afganistán en 1998, Colombia, Turquía y Taiwán en 1999.
En el terremoto de Turquía se comprobó la utilidad de usar muros para evitar el colapso parcial o total de un edificio. En manzanas devastadas por el sismo solo quedaron en pie edificios estructurados con muros. En una de las sesiones plenarias de la conferencia se concluyó que el muro evitaba el colapso. Era lo que se creía, hasta que en 2010 un edificio moderno de quince pisos estructurados solo con muros colapsó en Concepción.
También en ese terremoto en Turquía colapsaron naves industriales estructuradas con marcos prefabricados de hormigón armado, resaltando la importancia de un diseño adecuado de sus uniones.
A fines de 1999 se construyó en San Francisco un edificio de 39 pisos con marcos con elementos prefabricados diseñados para disipar energía en las uniones. El diseño pretendía que las uniones se abrieran impidiendo el daño en las vigas y columnas prefabricadas. El sistema consideraba cables postensados sin adherencia y barras para disipar energía. Fue propuesto inicialmente por Stanton, de la Universidad de Washington, Seattle, diseñado por Nakaki y ensayado posteriormente en la Universidad de San Diego por Priestley.
En ACI318-99, basándose en trabajos de Jack Moehle y John Wallace, se introdujo por primera vez un método de diseño basado en desplazamientos para determinar la necesidad de usar elementos especiales en bordes de muros.
En los años noventa hubo un gran desarrollo de métodos no lineales de análisis, entre ellos, el espectro de capacidad. En la 13WCEE, en Vancouver el 2004, se hace ver que los algoritmos empleados en el análisis no lineal no necesariamente convergen a un desplazamiento correcto debido a la incertidumbre existente en el gran número de variables que intervienen en la respuesta dinámica. El proyecto ATC 55 originó el documento FEMA 440. Entre los trabajos presentados en la conferencia están los mapas de peligro sísmico para diferentes fallas. Se estimó que para predecir el daño es fundamental conocer las características del movimiento del suelo necesitándose estudiar el mecanismo focal del sismo, la propagación de las ondas y los efectos de amplificación debido a condiciones locales.
Helmut Krawinkler y Peter Fajfar formaron un grupo de estudio, con reuniones periódicas en el Lago Bled, Eslovenia, para proponer métodos de diseño basados en el desempeño, posibles de ser aplicados en la ingeniería práctica. Se dieron un plazo de diez años; sin embargo, el desarrollo del proyecto quedó entrampado al intentar caracterizar probabilísticamente el sismo. Aparecen como variables la intensidad del sismo, la incertidumbre en el modelo de análisis, las variables que se pueden relacionar con el daño y el concepto de costo asociado a la pérdida de función de la estructura: el lucro cesante. En el PEER se propone el uso de la integral cuádruple y se hacen populares las curvas de fragilidad. El gran problema de formular un enfoque probabilístico para caracterizar la demanda de un sismo está en la ausencia de datos. Como se necesita una muestra significativa, se acude a registros artificiales generalmente basados en características de registros de sismos de baja intensidad o alejados del epicentro, escalándolos para producir diferentes grados de daños.
Antes de la 13WCEE ocurrieron los terremotos de India en 2001, Afganistán en 2002, Argelia en 2003 e Irán en 2003. En 2008 se celebró la 14WCEE en Beijing, presentándose 3041 trabajos que mostraron avances en investigación y métodos más sofisticados. Se discutió, por ejemplo, el efecto de una falla que atraviesa un puente sobre el movimiento de sus
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apoyos.
Goel y Chopra propusieron el método del espectro de capacidad. Iwabuchi estudió el riesgo asociado a tsunamis en Japón para el diseño de instalaciones nucleares. Más de cien trabajos trataron el peligro sísmico y el manejo de la amenaza y por primera vez se dedicó una sesión para revisar la historia del desarrollo de la ingeniería sísmica.
En 2005 se inauguró en Miki City, cerca de Kobe, la mayor mesa de vibrar en el mundo, en el laboratorio E-Defense. Ocurrieron en ese lapso de tiempo los terremotos de Indonesia en 2004, 2005 y 2006, Pakistán en 2005 y China en 2008. En el terremoto de Indonesia de 2004 un gran tsunami causó enormes daños en varios países del Océano Índico.
En la conferencia mundial en Lisboa 2012, 15WCEE, con más de 3400 trabajos, se celebraron los cincuenta años de la Conferencia. Chile postuló como sede a la siguiente y entre siete países candidatos la logró.
Después de la 14WCEE ocurrieron los terremotos de Indonesia en 2009, Haití 2010, Chile 2010, China en 2010 y Japón el 11 de marzo de 2011, con 15 899 mil muertos, 2556 desaparecidos y uno 6 152 heridos, según cifras oficiales. En el de Japón el tsunami causó el mayor número de víctimas y daños. Una planta nuclear en la costa noreste de Honshu tuvo daños importantes. La altura de ola del tsunami fue subestimada, no se consideró la falla simultánea de las tres fallas que se activaron en ese terremoto y el movimiento vertical del fondo del mar. En Nueva Zelanda hubo dos terremotos originados en distintas fallas, en 2010 y 2011. Un tercio del centro de la ciudad de Christchurch debió ser demolido después del segundo terremoto, porque aun cuando los edificios no colapsaron, el daño sufrido en las secciones críticas que fluyeron los hizo técnica y económicamente no factibles de reparar. Se demostró lo advertido por Bertero años antes: ductilidad es daño. Es fundamental dotar a la estructura de toda la ductilidad posible dentro de los límites razonables, pero debe otorgarse la rigidez necesaria para limitar el desplazamiento durante un sismo.
En Chile, el terremoto de 2010, M w 8.8, causó un movimiento moderado en una gran extensión del centro del país, con pérdidas relativamente pequeñas, demostrando la eficacia de los sistemas estructurales con muros masivamente usados. El mayor número de víctimas se debió al tsunami. Sin embargo, en algunas zonas específicas, principalmente en rellenos de suelos blandos, hubo un daño extensivo en bordes de muros de edificios de mediana altura, la mayoría de ellos con periodos del orden de un segundo. Uno de esos edificios tuvo un, hasta hoy, inexplicable colapso global, volcándose como cuerpo rígido. Los muros impidieron la formación de un piso blando como ocurre en los marcos, permitiendo que la mayoría de sus habitantes salieran con vida.
En el proyecto ATC94 se estudiaron varios edificios dañados por ese sismo y algunos que sobrevivieron sin daño. Se compararon los diseños hechos en Chile con lo usual en la práctica norteamericana y se evaluaron los daños. Se concluyó que las fallas en borde de muros, con pérdida del hormigón en sectores concentrados en los pisos bajos y con pandeo y fractura del refuerzo vertical, estaban relacionadas con el alargamiento y acortamiento producido por ciclos de cargas en el refuerzo, siendo el índice propuesto por Mario Rodríguez, de la UNAM, un buen parámetro para detectar el inicio del pandeo. El registro obtenido en la ciudad de Concepción y el dato del GPS permitieron entender mejor el daño ocurrido en los edificios del centro de esa ciudad.
A raíz de los últimos terremotos de Chile, Japón y Nueva Zelanda, apareció el concepto de resiliencia, tomado de la sicología, que es la capacidad de recuperarse de la adversidad. Se hace evidente que ya no basta con evitar el colapso, sino que el objetivo es procurar que la ciudad pueda restablecerse pronto. En un plazo máximo de diez días los servicios deberían volver a funcionar. En Chile se comprueba que es posible diseñar para ocupación inmediata, pero ello es posible solo en condiciones de suelos relativamente firmes y en cierto tipo de estructuras.
Métodos de análisis
Bertero diferenció el estado del arte y el estado de la práctica. Llevar a la práctica los nuevos conocimientos toma algunas décadas. Los métodos de diseño usados en el siglo XX, basados en fuerzas, originaron estructuras con resistencia a acciones laterales, e indirectamente rigidez. La rigidez es fundamental para controlar el desplazamiento lateral. En estructuras rígidas ante sismos sinusoidales la resistencia tiene cierta influencia en el desplazamiento. El control del desplazamiento lateral no estaba de manera explícita. Basándose en análisis no lineales de osciladores de un grado de libertad se intentó explicar la respuesta satisfactoria de estructuras con menor resistencia a acciones laterales que la necesaria para una respuesta elástica.
En la Figura 4 se muestra un espectro elástico de aceleraciones para una aceleración efectiva de 0.4 g y una banda de valores del coeficiente sísmico histórico considerado como satisfactorio en el diseño sísmico de edificios. La figura de la derecha muestra la gran dispersión de valores de espectros de aceleraciones de diversos terremotos. El espectro de diseño es superado ampliamente por los valores de espectros de registros obtenidos en los últimos años, especialmente en los sismos de 2010 en Chile y 2011 en Nueva Zelanda. En la Figura 5 se dibujó la resistencia a acciones laterales de edificios de Viña del Mar estudiados a raíz del terremoto de Chile del 3 de marzo de 1985. Para estructuras rígidas, el corte basal
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ideal está en torno al 40% del peso del edificio, siendo del orden del 20% para los edificios más altos, valores relacionados con bajas demandas de ductilidad. Si se piensa que es necesario definir un valor de corte basal de diseño, es más simple definirlo directamente, independientemente del espectro de aceleraciones elástico que se esperaría para el lugar, que, en definitiva, es lo que se hace en la práctica, porque los valores de reducción que se recomiendan en las normas se obtienen “calibrando” los resultados para obtener diseños similares a los utilizados en el pasado.
Figura 4. Coeficiente sísmico y espectro elástico de aceleraciones, IBC.
Por tradición y simplicidad se continúa diseñando por fuerzas suponiendo una respuesta elástica y lineal. En teoría, un edificio con un periodo fundamental del orden de 1 segundo debería tener una resistencia a acciones laterales del orden de una vez su peso. Registros obtenidos a partir de 1985 dan valores mucho más altos, sin embargo, la mayoría de los edificios en ese rango de período han sido diseñados con cortes basales menores que un 10% de su peso con una respuesta considerada razonable.
El criterio que se aplica en ingeniería sísmica es continuar usando estructuras similares a las que han respondido bien y desechar los sistemas estructurales que hayan fallado. Este criterio que suena razonable no necesariamente ha sido respetado.
Los edificios de acero se estructuran con marcos, es natural usar el acero como elemento prismático originándose un esqueleto muy flexible. Al utilizarse el hormigón armado, se reemplazó el elemento de acero por uno de hormigón armado conservándose el mismo sistema estructural, es decir, vigas y columnas. El resultado fue desastroso, En los terremotos de San Fernando en 1971, Salvador y México en 1985, Kobe en 1995 y Turquía en 1999, los colapsos fueron numerosos.
Ante un fenómeno surge una explicación. A veces un modelo sencillo ayuda conceptualmente a tomar decisiones, sin
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Figura 5.- Corte ideal estimado para algunos edificios en Viña del Mar, 1985.
embargo, el comportamiento de una estructura real sometida a un sismo severo es muy complejo, se tienen muy pocos edificios instrumentados que hayan registrado un terremoto severo cerca de la falla y ninguno de los edificios colapsados han estado instrumentados. A partir solamente de análisis de sistemas de un grado de libertad se puede llegar a conclusiones erradas.
Figura 6.- Sistemas lineales y no lineales.
En la figura 6 se dibujó la relación entre una fuerza lateral y el desplazamiento lateral para sistemas de un grado de libertad que responden dentro del régimen lineal y otros que fluyen a una resistencia menor que la necesaria para responder linealmente. Para sistemas de un grado de libertad que tengan la misma rigidez inicial pero distinta fuerza de fluencia, el máximo desplazamiento lateral para un mismo terremoto depende de la rigidez inicial y de la resistencia de fluencia. Para sistemas muy flexibles los desplazamientos entre esos sistemas son muy parecidos. Para rigideces intermedias, a menor resistencia mayor desplazamiento. Newmar planteó que se conservaba a energía de deformación. Mirando esa figura se puede concluir que el requerimiento de ductilidad disminuye a mayor resistencia y, por lo tanto, el daño. Este concepto origina el procedimiento actual de diseño presente en la mayoría de las normas de diseño sísmico: se relaciona directamente la resistencia al daño. Para que el procedimiento fuera correcto, la respuesta de una estructura real debería ser comparable a la respuesta de un sistema de un grado de libertad, y los valores de reducción debieran tener valores significativamente distintos. Por ejemplo, la mitad o un cuarto de la resistencia elástica, las ordenadas de los espectros de aceleración de la Figura 4 son del orden de 1.0g, sin embargo, lo aceptable en la práctica es diseñar para cortes basales del orden de 0.1g. Cualquiera sea el valor del espectro elástico que se proponga, se aplicará una reducción de manera que el corte basal de diseño no supere un valor máximo, del orden de 0.16 veces el peso de la estructura, y no quede bajo un valor mínimo del orden de un 6%.
Hay dos hechos que justifican el uso de métodos basados en fuerzas: el primero es la satisfacción por el resultado. Se dice que los diseños están calibrados considerándose suficiente el valor empleado de diseño. Y el segundo, es la mala correlación entre daño observado y ordenada espectral de diseño.
En realidad, los resultados del método no pueden ser considerados buenos, funcionan a veces, y las características de la estructura que hacen que el diseño sea satisfactorio son obtenidas de manera indirecta.
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Figura 7.- Relación corte basal desplazamiento lateral de un sistema estructural.
En la Figura 7 se dibujó esquemáticamente una relación entre el corte basal y el desplazamiento lateral del techo de un sistema estructural sometido a una distribución de fuerzas laterales en un laboratorio. En la curva se indican algunos desplazamientos de interés, como el que produce la primera fluencia, δy1, el correspondiente a una fluencia global, δ y, y el desplazamiento último definido como el que produce la primera falla estructural, δ u. También se indicó el valor típico de fuerza lateral usado en un diseño, Vd, que produce un desplazamiento, δd, y un posible desplazamiento que pudiera producir una falla frágil prematura, mostrado en el punto 3 en la curva, común en edificios que han fallado en terremotos. El diseño por capacidad permite suprimir las fallas frágiles prematuras y diseñar una estructura que sea capaz de llegar a un desplazamiento último mayor que lo que le impondrá un sismo. Mediante un análisis límite es posible estimar de manera aproximada el corte ideal, Videal, y la capacidad de deformación, δ u, que es el gran aporte de Park, pero queda oculto el rango intermedio indicado con una nube en la Figura 7.
Los ensayos en laboratorio, tanto en mesa de vibrar como estáticos, han permitido sacar algunas conclusiones de interés. En 1979 se hizo un convenio entre Japón y EE.UU. para ensayar edificios a escala natural. En Japón se ensayó con el método seudo dinámico un edifico de siete pisos, estructurado con un muro central y marcos perimetrales, el mismo sistema estructural se ensayó en mesa de vibrar en Richmond, escala 1/3 y en Stanford a escala 1/10. El método seudo dinámico consiste en aplicar paso a paso y lentamente fuerzas laterales de manera de producir en la estructura la deformada calculada analíticamente. La relación fuerza desplazamiento se obtiene de los ensayos, esa rigidez se introduce en el modelo de análisis, se calcula el desplazamiento lateral y se compara con el medido, así se itera hasta obtener el desplazamiento medido.
La primera conclusión fue que la estructura real resiste mucho más que lo predicho, la fuerza lateral máxima que puede soportar, con un corte basal denominado como corte ideal, Videal, puede ser más de tres veces el valor de corte usado en el diseño, es decir, la sobre resistencia a acciones laterales se traduce en un valor de reducción de la respuesta elástica mucho menor. En esos tiempos, Bertero, pensando en fuerzas, concluyó que la sobre resistencia había ayudado a las estructuras a resistir mejor los terremotos. Esa sobre resistencia provenía esencialmente de la gran resistencia a flexión de las vigas sometidas a momento negativo; todo el acero de la losa contribuye a la resistencia a momento en los extremos de las vigas de acoplamiento, siendo el momento nominal negativo en los extremos de las vigas del orden de diez veces el calculado, sin considerar que prácticamente toda la armadura de la losa fluye.
El segundo efecto importante que contribuye a la sobre resistencia es la carga axial que introducen las vigas perpendiculares al plano del muro que impiden que uno de sus bordes se levante. Esa carga axial aumenta su resistencia a flexión. En esos tiempos se usaba el ETABS, que consideraba modelos planos para los ejes resistentes, compatibilizando los desplazamientos en cada nivel debido a la presencia de un diafragma rígido, sin considerar la compatibilidad de los grados verticales de subestructuras que tuvieran grados de libertad comunes. En el modelo lineal usado en ETABS generalmente se utilizaba las propiedades brutas de las secciones de hormigón, es decir, sin agrietar y sin considerar la armadura. Además,
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en los modelos de análisis, los muros rotaban en torno al centro de gravedad de la sección y no en torno a su línea neutra, subestimándose el efecto de acoplamiento de las vigas que llegan al borde que se levanta.
Pero lo más importante, y eso se observó en el terremoto de Northridge en 1994 en los edificios de acero, es que las estructuras no tienen una capacidad de deformación muy grande, consistente con los requerimientos de ductilidad que darían los cálculos con modelos de un grado de libertad. En 2010 en Chile se hizo evidente que los muros sin elementos especiales de borde no eran capaces de superar un uno por ciento de deformación relativa, fallando frágilmente por flexo compresión y corte.
Los factores de reducción de la respuesta que se aplican a estructuras de rigidez intermedia, con periodos menores a un segundo, son del orden de siete a diez, la razón de ductilidad global de desplazamientos es de ese orden, pero en una sección crítica la razón de ductilidad de rotación es inmensa. En uniones de acero no ha sido posible obtener rotaciones más allá de 3.5 veces la de fluencia. Los ensayos de uniones de acero hechos por Popov y Bertero después del terremoto de San Fernando de 1971 dieron resultados muy frágiles. Ensayos a escala natural hechos posteriormente en la Universidad de California, laboratorio de Richmond, en uniones de acero mostraron resultados explosivos a rotaciones correspondientes a razones de ductilidad de rotación menores que dos. El diseño dúctil de uniones de acero es un problema aún no resuelto; recientemente se ha propuesto utilizar uniones postensadas en estructuras de acero que controlen la abertura en la unión sin que el elemento entre en fluencia, inspirándose en las uniones híbridas usadas para elementos prefabricados de hormigón.
Otra conclusión muy importante y que complica el desarrollo del conocimiento, es que el ensayo a escala reducida no captura lo esencial del comportamiento de la estructura a grandes deformaciones. Los ensayos deben hacerse en sistemas estructurales completos y a escala natural. En los últimos años han aparecido instalaciones capaces de materializarlos, como en grandes laboratorios en Japón y EE.UU.
Ensayos en Illinois hechos por Sozen y sus alumnos han sido fundamentales para entender la respuesta de sistemas estructurales a grandes sismos. En un ensayo de un muro a escala reducida, después de seis meses de trabajo, un alumno se dio cuenta que estaba tomando la mitad de la resistencia. Al corregir los resultados, descubrió que la respuesta en desplazamientos no cambiaba. A nivel de la resistencia a acciones laterales que se usa en diseño, cambios significativos de la resistencia no modifican la respuesta en desplazamientos.
También hizo ver que, al ocurrir la respuesta dentro del rango no lineal, la fuerza permanece en el valor de fluencia y es el desplazamiento la variable que puede relacionarse con el daño.
De ensayos en mesas de vibrar y de análisis no lineales de sistemas simples de marcos y muros se verificó que en sistemas flexibles el desplazamiento lateral máximo de un sistema estructural durante un terremoto se puede relacionar con la ordenada del espectro de desplazamientos elástico del movimiento del suelo.
Demanda de desplazamientos.
Existe una gran dispersión en los valores de las ordenadas espectrales de registros de terremotos. Además, hay pocos registros de terremotos de gran intensidad cerca de la falla. Rubén Boroschek y Víctor Contreras dibujaron los espectros de aceleraciones, velocidades y desplazamientos para terremotos de magnitud mayor que 7.0 ocurridos hasta 2010. En la Figura 8 se muestran espectros elásticos de desplazamientos para los registros compatibles con la zona 3 y suelos II y III de Chile, y el espectro de desplazamientos de diseño de la norma de diseño de estructuras con aislación basal, NCh 2745Of.2003. Los valores de los espectros de desplazamiento de diseño de esa norma envuelven bien los valores hasta entonces obtenidos.
Figura 8.- Registros en zonas 3, suelos II y III. R. Boroschek.
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Sin embargo, el desplazamiento lateral máximo de una estructura no está relacionado directamente con los espectros de desplazamientos. Para fines de diseño se aplica el principio de igualdad de desplazamientos, que establece que un sistema no lineal tiene el mismo desplazamiento que uno elástico de la misma rigidez inicial. En suelos firmes y estructuras flexibles la aproximación es válida, pero no en suelos blandos.
Miranda y Bertero objetaron la validez del principio de igualdad de desplazamientos. En la Figura 9 se muestran resultados para diferentes leyes constitutivas. El periodo natural del suelo determina el rango de periodos donde la resistencia tiene cierta influencia, eso es importante especialmente en movimientos sinusoidales de baja frecuencia, como en el caso del registro SCT de Ciudad de México del terremoto de 1985.
Sistemas no lineales. Factor de modificación Cµ, modelo bilineal, ξ=5%. C µ(MHM)/Cµ(Bilineal), modelos con diferentes ciclos de histéresis, ξ=5%. µ=4.
Figura 9.- Relación entre el desplazamiento no lineal y el lineal. Miranda y Bertero.
En la Figura 10 se dibujaron los espectros de desplazamientos para osciladores no lineales de un grado de libertad en función de la resistencia de fluencia. En el registro de Viña del Mar, obtenido en un relleno arenoso donde la roca está más o menos a sesenta metros de profundidad, se ve cierto efecto de la resistencia en el desplazamiento máximo de respuesta para periodos menores que 0.5 segundos. En registros de instrumentos que están directamente sobre roca, la resistencia prácticamente no influye en el desplazamiento de respuesta. En todo caso, para esos registros los desplazamientos laterales fueron muy pequeños, consistentes con el poco daño producido por ese terremoto en los lugares donde se ha obtenido este tipo de registros.
Viña del Mar 1985
Figura 10. Influencia de la resistencia en el desplazamiento.
USM 1985, registro en roca.
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En 2010 el mayor número de edificios dañados ocurrió en suelos blandos en la ciudad de Concepción y en el plan de Viña del Mar, en torno a la calle Ocho Norte. El registro de Concepción Centro muestra importantes diferencias con lo hasta que entonces se había registrado.
En la Figura 11 se dibujaron los espectros de desplazamientos para los registros de la ciudad de Concepción, obtenidos en una cuenca donde la roca está a más de ciento veinte metros de profundidad, con un periodo natural del suelo medido con el método de Nakamura, del orden de un segundo, y para un registro obtenido en San Pedro, a algunos kilómetros de distancia donde la roca está a menos profundidad, del orden de sesenta metros. El registro de Concepción tiene las mismas características que el registro SCT de Ciudad de México, 1985, en torno a periodos de dos segundos. En este caso el desplazamiento de un sistema no lineal no es comparable al de uno lineal, no siendo válido el principio de igualdad de desplazamientos. Para esa zona y tipo de suelo es preferible hacer análisis no lineales. Sin embargo, para el caso de San Pedro y, en general, para registros obtenidos en roca, los resultados son satisfactorios.
Espectros no lineales de desplazamientos para razón de ductilidad constante
Relación entre el desplazamiento no lineal y el lineal Figura 11.- Espectros no lineales de desplazamientos para razón de ductilidad constante.
Capacidad de deformación
Los fundamentos de los métodos de análisis basados en fuerzas vigentes en la mayoría de las normas de análisis sísmicos del mundo provienen de la aplicación del método de Newmark, ilustrado en la Figura 6. En elementos de hormigón armado el aumento del refuerzo longitudinal aumenta la resistencia a flexión de la sección, pero no modifica la deformación de fluencia, aumentando su rigidez. En una estructura agrietada el acero en tracción determina esencialmente la rigidez de la sección. Se puede hacer una analogía con una barra de acero.
La curvatura que produce la primera fluencia en una fibra extrema en una sección de acero no depende de la resistencia: en la Figura 12 se ilustra el fenómeno. Para una sección doble T se dibujó el diagrama de deformaciones unitarias al alcanzarse en las fibras extremas la fluencia del acero. En el diagrama de momentos de la derecha se dibujó el momento al alcanzarse la primera fluencia en la fibra extrema. Una sección similar, pero con mayor ancho del ala, para un mismo
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diagrama de deformaciones unitarias, tendría asociado un mayor momento debido a la contribución del área de acero adicional en el ala en la resistencia a flexión. En el diagrama de momentos versus curvatura, la curvatura de fluencia es la misma pero la resistencia es mayor, la sección es más rígida. Al aumentarse las deformaciones hasta el desplazamiento unitario último en el acero, la diferencia en resistencia solo la aporta el área adicional de acero de las alas. En una sección agrietada de hormigón armado el fenómeno es similar, la rigidez la aporta prácticamente el acero. Priestley calculó la curvatura de fluencia para secciones rectangulares, circulares y muros en función de la cantidad de acero longitudinal en el borde, obteniendo que la curvatura de fluencia no dependía de manera importante de la cantidad de refuerzo en el borde.
Figura 12.- Curvatura de primera fluencia, analogía con una viga de acero. Esquema de José Restrepo (Curso de diseño sismo resistente, Universidad Santa María, 2009).
Es decir, la rigidez tiene un efecto directo en el control del desplazamiento lateral que ocurre durante un sismo, la resistencia a acciones laterales tiene cierta influencia en estructuras rígidas y en estructuras de rigidez intermedia en suelos blandos.
Para fines de diseño es importante definir el desplazamiento de diseño en función de la resistencia. En la mayoría de los casos, para los valores de resistencia utilizados en la práctica, con un corte ideal entre quince y treinta por ciento del peso, la influencia de la resistencia en la demanda de desplazamientos no es significativa.
Edificios estructurados con marcos.
Los terremotos destructores producen en los edificios grandes desplazamientos laterales, la deriva de techo suele ser mayor que un uno por ciento de la altura. En algunos casos, como en Chile, los edificios estructurados con muros fundados sobre suelos firmes no han alcanzado esos valores. Los edificios estructurados exclusivamente con marcos son muy sensibles al colapso. En San Fernando en 1971 el Olive View, un hospital recién construido, tuvo una falla generalizada en las columnas del primer piso. Lo mismo ocurrió con un edificio de diez pisos con un muro descansando sobre columnas en el primer piso, en el terremoto del Imperial Valley. Después de cada terremoto se han ido descubriendo diversos modos de falla de los marcos y se han propuesto medidas correctivas.
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El primer problema detectado fue la falla al corte en las columnas, ello se solucionó diseñando el elemento en flexión por capacidad. El corte que se debe resistir en el elemento se obtiene a partir de los momentos máximos probables en los extremos. Al suponer que la columna responde en doble curvatura, se obtiene una cota superior para la demanda de corte en el piso, lo mismo para las vigas de marcos. Es una medida por el lado de la seguridad, porque las columnas no necesariamente fluyen simultáneamente en ambos extremos en un mismo piso, aún más, se diseña para que ello no ocurra. ACI318 establece que, para estimar el corte por capacidad en una columna, el momento en los extremos no necesita ser mayor que la suma de los momentos de las vigas que llegan al nudo.
El segundo posible modo de falla es la falla del nudo. Priestley estudió las transferencias de fuerzas que se producen dentro del nudo en una unión de vigas con una columna, ACI318 introdujo un procedimiento simplificado para determinar el tamaño del nudo para evitar una falla frágil.
En el terremoto de México, 1985, hubo colapsos completos de edificios por falla de punzonamiento, quedando columnas intactas en la altura, pero todas las losas en el piso, unas sobre otras. Se le llamó la falla de panqueque. Para evitarla, es importante evaluar el valor real del corte en una viga al llegar a un nudo, considerando el efecto de toda la armadura de la losa, y diseñar para que la plastificación se produzca en la viga en una zona que esté fuera del nudo. En este aspecto es importante dar la alerta respecto al uso de losas planas sobre capiteles apoyadas en columnas, su uso debe restringirse a sistemas estructurales que limiten el desplazamiento de entrepiso quedando esas columnas como elementos secundarios, principalmente gravitacionales, debiendo tener la capacidad de deformación que el resto del sistema les impone.
Eliminadas las fallas de este tipo, se detectó que hay múltiples colapsos por fallas del tipo piso blando. En el terremoto de Agadir, Marruecos, en 1960, fallaron muchos edificios de este tipo, siguiendo la arquitectura de Le Corbusier. Edificios que parecían cajas cerradas apoyadas sobre pilares perdieron los primeros pisos. Entonces se propuso diseñar de manera de asegurar la formación de un mecanismo de colapso deseable, con fluencia solamente en secciones críticas preestablecidas, en la base de las columnas y en los extremos de las vigas. Se le denominó diseño tipo columna fuerte viga débil. Así surgió el diseño por capacidad, impulsado por los neozelandeses. Sin embargo, después del terremoto de 2011 se tuvo que demoler un tercio de los edificios que estaban en el centro de la ciudad de Christchurch, porque aun cuando funcionaron como se esperaba, el daño en las secciones críticas era difícil de reparar y se dudaba que pudieran resistir bien un nuevo terremoto. También hubo una decisión económica, siendo más conveniente cobrar el seguro que invertir en la reparación. En la reconstrucción
Hay otros problemas que resolver, la adherencia que se debe desarrollar en una barra dentro de un nudo. El acero fluye en compresión en una de las caras del nudo y en tracción en la otra. La recomendación es que el ancho de la columna no debiera ser menor que veinte veces el diámetro del refuerzo longitudinal de la viga que la atraviesa.
Aun diseñando cuidadosamente los sistemas de marcos e introduciendo todas las enseñanzas aprendidas, su gran flexibilidad produce enormes desplazamientos con el daño consecuente en los elementos no estructurales que contiene. Además, si los vanos se rellenan con muros considerados como no estructurales y esos tabiques no se aíslan bien, interactúan con los marcos produciendo no intencionalmente un muro con columnas de elementos de bordes, cambiando el funcionamiento del sistema. Esa interacción ha provocado fallas en los nudos debido a la diagonal de compresión que se produce en el tabique de relleno. También la presencia de vanos con rellenos no adecuadamente aislados puede producir discontinuidades importantes de rigidez en la altura con la formación probable de un piso blando.
La gran cantidad de problemas relacionados con los marcos, sumado a la dificultad de construirlos prolijamente, hacen recomendable desecharlos como sistema estructural único. Sin embargo, se siguen utilizando como sistema estructural único y se intenta mejorar su desempeño, pero en cada terremoto van apareciendo nuevos aspectos que mejorar. La experiencia en Chile ha sido satisfactoria en cuanto al control del daño y a evitar el colapso de edificios, y ello se debe principalmente al uso de sistemas de muros, que con su gran rigidez limitan los desplazamientos laterales disminuyéndose el daño, aun cuando también han influido las características del movimiento del suelo, la distancia a la aspereza más cercana, la buena calidad de los suelos y al mecanismo focal de subducción.
Edificios estructurados con muros.
Hasta 2010 se creía que los edificios estructurados con muros no tendrían un colapso global, pero el terremoto de Chile produjo el primer colapso de uno de estos edificios, con causas no bien entendidas hasta hoy. Varios edificios similares tuvieron fallas en bordes de muros sin llegar al colapso. En Viña del Mar dos de ellos tuvieron inclinaciones importantes, Toledo y Tenerife, ambos fueron demolidos y reemplazados por nuevos edificios con estructuras muy parecidas a las anteriores, pero con mejor detallamiento de bordes de muros. Se hicieron varios estudios del edificio colapsado. Algunos autores estudiaron aisladamente uno de los ejes resistentes evaluando su capacidad de deformación, concluyendo que la falla en compresión en el borde habría ocurrido al inicio del terremoto. Otros observaron que había traslapos en el piso que falló que podrían haber contribuido en la falla. Restrepo hizo un modelo del edificio completo detectando el inicio de
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la falla en un muro curvo mal detallado y con una abertura en los subterráneos que podría haber gatillado el colapso. Saragoni relacionó el colapso con las características del movimiento del suelo en el lugar, pero no explica por qué no colapsaron edificios cercanos con una estructura similar. Como consecuencias de las fallas observadas, se modificaron las normas de diseño sismo resistente prestando más atención a la capacidad de deformación e intentando evitar fallas frágiles prematuras, como el pandeo de la armadura longitudinal en bordes de muros y la falla en compresión de los bordes.
Priestley ha descrito fallas en edificios de muros en terremotos pasados. Ha habido falla por vaciamiento fuera del plano en un edificio estructurado con marcos en una dirección y muros en la otra.
En 1985 en Viña del Mar hubo daños en muros en el edificio Acapulco en un quinto piso, con un leve desplazamiento fuera del plano, y en el edificio El Faro de Reñaca, con un desplazamiento total fuera del plano en la mitad del segundo piso, produciéndose la inclinación del edificio sin llegar al colapso. Hubo varias interpretaciones para este tipo de falla. Sharon Wood revisó cerca de cien ensayos de muros y observó que la falla por fractura del refuerzo longitudinal de borde se podía relacionar con la cuantía de acero utilizada, recomendando cuantías mínimas de diseño para zonas críticas. Algunos autores pensaron que la irregularidad en vertical de los muros tendría relación con la falla, sin embargo, la grieta donde el muro se fue fuera del plano no estaba ni en la base ni en la zona de cambio de forma de la sección. Otros, como estaba de moda en esos años, relacionaron la falla con la torsión en planta.
Intuitivamente, y proveniente de la manera de pensar en esos tiempos, se creyó que el diseño se podía mejorar otorgando más resistencia a acciones laterales. En la USM, René Tobar ensayó muros a escala reducida, con la forma y cantidad de armaduras de los muros que tenía el edificio EL Faro, aplicando cargas laterales en el techo. Estudió muros rectangulares regulares en la vertical, con la misma irregularidad de uno de los muros de fachada del edificio y finalmente construyó un modelo del edificio completo. En los ensayos cíclicos, aplicando fuerzas en la dirección perpendicular al plano del muro de fachada que se salió del plano, produjo el mismo tipo de agrietamiento en el edificio, concluyendo que la fuerza axial que se genera en el muro tiene que ver con la falla.
El profesor Mete Sozen dirigió un grupo de investigación integrado por algunos de sus discípulos. Además de Sharon Wood vinieron Jim Wight, de la Universidad de Michigan y Jack Moehle de Berkeley. En la Conferencia Mundial de Ingeniería Sísmica en Madrid, en 1996, Moehle presentó algunas ideas sobre diseño por desplazamientos. Posteriormente surgió la idea de relacionar el daño con el desplazamiento lateral y estudiar el comportamiento del edificio con un análisis incremental. Moehle hizo ver que a partir de un análisis lineal a baja deformación no es posible predecir el modo de falla. Utilizó el gráfico de la Figura 13 para explicar que no se mejora la capacidad de deformación de un marco haciéndolo más resistente. Por ejemplo, si el marco falla a un desplazamiento δ1, y el sismo le impone un desplazamiento mayor, δ2, al diseñarse para una fuerza lateral mayor no cambian significativamente las demandas del sismo, δ4, ni su capacidad de deformación, δ3. Sin embargo, si el sistema estructural se rigidiza, por ejemplo, agregando muros, la demanda de desplazamientos disminuye significativamente a δ5, menor que el desplazamiento, δ1, que provoca la falla en el marco, dejándolo como sistema secundario. En un sistema mixto, el muro impone su deformada al resto del sistema.
Figura 13.- Control del desplazamiento rigidizando el sistema estructural
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Una estructura que responde en el rango no lineal es esencialmente diferente a una de la misma rigidez inicial que tuviera resistencia suficiente para responder dentro del rango elástico. Eso no tiene sentido. Para obtener una respuesta dentro del rango lineal, la estructura necesariamente debería ser diferente. Por ejemplo, si se tiene una estructura de diez pisos con muros de 20 cms de espesor con las cuantías de refuerzo que se usan en la práctica, y se pregunta cuál sería la resistencia necesaria para que respondiera elásticamente, esa estructura no podría llegar a esos valores necesitándose muros de tres o cuatro veces su espesor con cuantías de refuerzo varias veces mayores, obteniéndose distinta rigidez y demanda de desplazamientos. El reducir espectros elásticos por valores de R del orden de cinco a ocho y quizás más, es solo un juego matemático con resultados que no correlacionan bien con los daños ocurridos. Esa idea de Newmark de comparar sistemas lineales con no lineales de igual rigidez inicial es solo una explicación conceptual. En las normas se decidió poner los espectros lineales elásticos de aceleraciones y reducirlos para obtener el de diseño, de manera de hacer ver que la resistencia que se estaba usando no era suficiente para una respuesta lineal elástica y que era necesario detallar para una respuesta no lineal, pero no era la idea de avaluar ese factor de reducción para obtener un requerimiento de ductilidad como se ha hecho.
Vitelmo Bertero y Raúl Bertero propusieron una metodología racional para el diseño sísmico. El método comienza con la elección de un sistema estructural adecuado; el principal parámetro que utilizan es la rigidez inicial para estimar el posible desplazamiento de diseño. Estas ideas básicas han llevado al desarrollo de los métodos de Diseño por Desempeño. El desarrollo de esta metodología quedó entrampada al intentarse definir probabilísticamente el sismo de diseño relacionando su intensidad con un periodo de retorno. El mayor problema para utilizar teorías probabilísticas es la cantidad de registros disponibles para un lugar determinado. Como no se tienen, se inventan. Los resultados de las predicciones sobre el movimiento del suelo en un lugar determinado no han sido muy afortunados. Los registros de terremotos obtenidos cerca del epicentro, como en Chile 1985, México 1985, Japón y Nueva Zelanda 2011, han dado valores inesperados, mucho mayores que lo considerado en los espectros elásticos de diseño.
Uno de los grandes aportes al diseño sísmico fue el método de diseño por capacidad. Consiste en controlar el modo de falla eligiéndose un mecanismo de falla con una respuesta dúctil. Para ello, se eligen las secciones críticas donde se espera respuesta dentro del rango no lineal debiendo diseñarse el resto de la estructura para que permanezca dentro del rango elástico. La resistencia que se otorgue a las secciones críticas determina la resistencia del resto de la estructura. El procedimiento ha sido ampliamente aceptado y ya es aplicado en los métodos de diseño por desempeño.
El problema que queda por resolver es el diseño adecuado de la sección crítica para que tenga la capacidad suficiente de rotar y permitir que la estructura sostenga los desplazamientos que el sismo le impone.
El terremoto de 2010 en Chile mostró que los muros que se estaban usando eran muy frágiles. Moehle intentó explicar la falla en bordes de muros al observar que, en el edificio Acapulco, en Viña del Mar, los muros con forma de T y L tenían daños en los bordes, y los rectangulares no. Aplicó los procedimientos para estimar las relaciones entre desplazamientos en el extremo de un voladizo y la rotación en la base propuestos por Park y Paulay, que están en el libro que apareció en 1975, y de esta manera determinó la necesidad de confinar el hormigón en el borde de un muro dependiendo del desplazamiento que se espera en su extremo libre. El procedimiento fue introducido en ACI318-92. Por otra parte, Restrepo, en Nueva Zelanda, estudió el pandeo del refuerzo de borde sometido a ciclos de cargas, concluyendo que la falla en los bordes de muros tenía que ver principalmente con el alargamiento del refuerzo de borde que al acortarse en un ciclo siguiente se pandea dependiendo del refuerzo transversal que define su esbeltez. Mario Rodríguez ensayó en la UNAM barras aisladas, proponiendo un índice que sirve para determinar el alargamiento que produce el inicio del pandeo en una barra. Después del terremoto de 2010, un grupo de investigación que participó en el proyecto ATC94 concluyó que el índice correlacionaba bien con los daños. Wallace ensayó en UCLA muros de hormigón armado obteniendo modos de falla similares a los ocurridos en algunos edificios en Chile.
Nuevos Paradigmas
Cada terremoto nos deja nuevas enseñanzas, aparecen modos de falla no vistos anteriormente, las aceleraciones máximas y los espectros de respuesta muestran valores mucho mayores que los previstos, se activan fallas no conocidas y en algunos lugares se activan simultáneamente tres fallas que podrían haber dado origen a tres terremotos en distintas épocas. El terremoto de 2010 cambió algunos paradigmas.
Las leyes de atenuación de la aceleración máxima en roca, por ejemplo, en los terremotos de subducción ocurridos en Chile, como en 2010, no son aplicables. En terremotos de fallas localizadas o en registros tomados a grandes distancias del epicentro, se puede observar una atenuación de la aceleración. En la Figura 14 se muestra, sobre un mapa de Chile Central, las aceleraciones máximas registradas por la red de la Universidad de Chile. En la figura de la izquierda se muestran los valores para los registros obtenidos en roca y en la figura de la derecha en suelos blandos donde la roca está a cierta profundidad. La mayoría de las estaciones tienen aceleraciones máximas menores que 0.2 g. Hay solo dos estaciones con valores mayores, una en la costa con 0.31 g, y la otra en el cerro Santa Lucía en Santiago con 0.32g, que no está de acuerdo
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con la zonificación de tres zonas de la norma de diseño sísmico que supone una aceleración efectiva de 0.2 g, 0.3 g y 0.4 g.
Los registros sobre depósitos de suelos blandos muestran valores mucho mayores, llegando a 0.57 g en Melipilla, 0.93 en Angol y 1.25 g en Cauquenes. Mirando la figura, es posible darse cuenta que no cabe hablar de una zonificación sísmica para el país. Debería considerarse una sola sísmica con un valor del orden de 0.3g, cifra obtenida en un terremoto de gran magnitud.
El efecto del suelo en la norma no considera amplificación de la aceleración efectiva. Todos los espectros se anclan para la aceleración efectiva del lugar y los valores registrados muestran que la aceleración efectiva se amplifica debido a efectos locales del suelo.
aL=0.14g aT=0.31g
aNS=0.20g aEW=0.20g
aNS=0.19g aEW=0.14g aNS=0.18g aEW=0.17g
aL=0.32g aT=0.24g
aNS=0.19g aEW=0.15g
aNS=0.14g aEW=0.14g
aNS=0.22g; aEW=0.33g aNS=0.35g; aEW=0.33g aL=0.22g ;aT=0.28g aL=0.34g; aT=0.33g
aL=0.16g aT=0.15g
aL=0.29g; aT=0.42 g aL=0.18g; aT=0.18 g
aL=0.27g aT=0.32g
aL=0.25g aT=0.36g aL=0.29g aT=0.33g
aL=0.33g aT=0.54g
aL=0.33g aT=0.30g
aL=0.54g aT=0.63g
aL=0.57g aT=0.77g
aL=0.39g aT=0.47g aNS=0.48g aEW=0.41g
aL=0.48g aT=0.42g
aL=0.23g; aT=0.31g aNS=0.19g; aEW=0.13g aL=0.50g; aT=0.54g aNS=0.29g; aEW=0.30g aL=0.23g; aT=0.31g aNS=0.27g; aEW=0.26g aNS=0.23g; aEW=0.27g aNS=0.25g; aEW=0.24g aNS=0.17g; aEW=0.16g aNS=0.20g; aEW=0.23g
aL=0.47g aT=0.47g
aL=0.40g; aT=0.29g aL=0.59g; aT=0.65g
aNS=0.93g aEW=0.69g
aNS=0.08g aEW=0.09g
aNS=0.09g aEW=0.14g
En todo caso, la discusión respecto a los espectros elásticos que deberían estar en una norma de diseño sísmico carece de sentido, porque cualquiera sea el valor que se proponga, para efecto de determinar la resistencia a acciones laterales que se debe suministrar a una estructura, se adoptarán valores similares a los usados en el pasado, sin importar la ordenada que tenga el espectro elástico de respuesta. Se calibrarán los valores de modificación de la respuesta para que, de cortes basales de diseño razonables, y si la expresión del R que se use no da valores satisfactorios, se aplicarán restricciones al corte basal de diseño para que no supere un corte basal máximo y no sea inferior a uno mínimo. Es un procedimiento aceptado, que se dice estar calibrado y será muy difícil de modificar en el futuro próximo.
Entonces, el pensamiento inmediato es simplificar el procedimiento. Bastaría con especificar directamente el corte basal de diseño en lugar de exigir análisis sofisticados para dividir posteriormente los resultados por valores del orden de cinco a seis. Ver la banda posible de valores de diseño en la figura 4.
Saragoni, al interpretar los registros del terremoto de 2010, propuso un nuevo enfoque. Mediciones de desplazamientos laterales y verticales en edificios, especialmente en el Holiday Inn de Los Ángeles, que estaban instrumentados para el terremoto de 1994 en Northridge, y estudios de amplificación en fosos profundos en Ciudad de México, han mostrado hechos novedosos. El movimiento del suelo se transmite directamente a la superficie y a lo alto del edificio como un solo todo, la velocidad de propagación de onda en el edificio no da tiempo para que la estructura desarrolle desplazamientos laterales relativos. La presencia de la Onda Rayleigh se detecta a cualquier nivel del edificio y corresponde al movimiento en la fundación y en la roca.
Saragoni relacionó el daño en las columnas del Holiday Inn de Los Ángeles, y en los muros en subterráneos de edificios
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Registros en roca Registros en suelos blandos
Figura 14.- Aceleraciones máximas medidas en el terremoto de Chile 2010 (Ramón Verdugo).
en 2010, con la onda Rayleigh. Según su teoría, como la onda Rayleigh ocurre en un plano con un movimiento de elipse retrógrada, el edificio se levanta junto con el suelo y al descender el suelo se abre la grieta, quedando el refuerzo libre de hormigón. Al bajar nuevamente el edificio, el refuerzo se pandea. Como el suelo se va trasladando, según los datos del GPS en Concepción, el muro que estaba abierto cae sobre el resto que está debajo desplazado. Los cálculos dicen que el edificio Alto Río debería haberse desplazado unos cincuenta centímetros respecto a la fundación, valores que coinciden con un levantamiento topográfico hecho al edificio caído. En estudios posteriores se detectó que en realidad los daños están relacionados con la llegada de la onda Love.
En un estudio del movimiento del suelo donde estaba el edificio Alto Río, que colapsó en este terremoto, Saragoni detectó que el edificio se cayó en la dirección N60E, que corresponde a la dirección de la onda identificada en la llegada de un pulso. Ramos y Saragoni mostraron que independientemente de su estructuración casi cincuenta estructuras dañadas en Concepción de dañaron en esa dirección, mostrando la importancia de considerar la directividad del movimiento del suelo, no incluida en las normas.
Por otra parte, el movimiento del suelo en una zona determinada depende directamente de la aspereza más cercana, que es de donde se propaga la mayor parte de la energía. Terremotos de diferentes magnitudes en Chile Central, entre Papudo y Curicó, producen el mismo movimiento del suelo en cada estación, habiendo sido el terremoto de 1985 de M w 7.8 y el de 2010 M w 8.8
Saragoni opina que en Chile los diseños provenientes de aplicar normas que usan el método de las fuerzas han dado resultados satisfactorios y que las normas “estarían calibradas” porque la mayoría de las estructuras que cumplen sus disposiciones no han tenido daños significativos. Cita como ejemplo uno de los trabajos pioneros en este tipo de calibración, el de Blume, que relacionó la resistencia de chimeneas de Huachipato con daños debido al terremoto de 1960. Ese trabajo aún se usa en el diseño de estructuras industriales.
Esta teoría tiene consecuencias en el diseño. Los métodos actuales de cálculo no están capturando el fenómeno. Deberían tenerse precauciones en el diseño de aisladores en suelos blandos, porque los desplazamientos en el aislador pueden ser muy altos necesitándose permitir que las tuberías y ductos entre el edificio y el suelo se adapten a esos desplazamientos. El movimiento vertical en el diseño de aisladores debería ser considerado. Según el Dr. Saragoni, en suelos blandos de alto periodo no se necesita aislar en la base porque el suelo es un aislador natural.
La otra conclusión de los estudios del movimiento del suelo en los registros de Concepción Centro y San Pedro, es que el daño en los edificios ocurrió durante los primeros veinte segundos, que corresponden a la llegada de las ondas que se propagan directamente desde la aspereza más cercana. El suelo comienza a responder al primer pulso proveniente de la fuente a partir de los veinte segundos, cuando los edificios están ya destruidos. Los edificios que sobreviven a los primeros segundos de iniciado el terremoto continúan respondiendo como cuerpo rígido.
Como se puede ver, actualmente hay diferentes opiniones en cuanto al diseño, a las causas de los daños, a cómo evitarlos; es un tema en desarrollo que requiere mucho estudio, pero es fundamental tener más datos, más instrumentación, más desarrollo en los métodos de análisis, considerar diversos factores como el suelo y su interacción con la estructura, e idealmente conseguir registros en edificios dañados.
Diseño por desempeño
El desafío que debe enfrentar la ingeniería sísmica está en diseñar edificios que resistan terremotos severos con un daño controlado. Es fundamental aplicar la experiencia e intentar usar sistemas estructurales que hayan dado buenos resultados y evitar el uso de sistemas sensibles al colapso. Por otra parte, un mejor entendimiento del problema permite dar paso a la innovación.
Estructuración
En una primera etapa, el sistema estructural es propuesto por el arquitecto. Generalmente se basa en diseños anteriores y lo normal es que las formas y dimensiones se repitan. En edificios habitacionales es común el uso del muro. Existe experiencia y tecnología adecuada para su construcción in situ. La práctica chilena es diferente a la norteamericana y europea. La altura de entrepiso es la menor posible, impidiendo últimamente el uso de vigas. Las losas quedan libres, no como en EE.UU. que se usan cielos falsos y la estructura se recubre con elementos secundarios. Al tener la estructura expuesta, las fisuras se hacen visibles con el reclamo inmediato de los ocupantes. Los tabiques no estructurales suelen separarse de la estructura principal en cada sismo de magnitud mediana, apareciendo grietas. Por otra parte, por motivos de aislación acústica y térmica, se impone el uso del muro en fachadas y división entre departamentos. En otras palabras, la proposición arquitectónica prácticamente se materializa en hormigón.
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Los accesos y la necesidad de subterráneos con estacionamientos y calles de acceso obligan a abrir los muros en los pisos inferiores generando irregularidad en la vertical.
Los ingenieros con experiencia en el diseño en edificios habitacionales de mediana altura conocen perfectamente las restricciones impuestas por la arquitectura y las empresas constructoras.
En el proyecto ATC2 se estudiaron edificios de muros dañados en el terremoto de 2010 y se diseñaron con las normas de California. Los resultados fueron similares. Sin embargo, se comentó que en EE.UU. se habría usado un sistema estructural diferente. En la Figura 15 se muestra una planta de uno de los edificios más dañados en Viña del Mar, que fue demolido después del terremoto de 2010, y otra con una estructura propia de California.
Figura 15.- Estructuración de edificios con muros.
Las figuras de la izquierda muestran un edificio habitacional típico de Chile, con una gran densidad de muros, almas delgadas, sin elementos especiales de borde en sus extremos para dar cabida a los estacionamientos, el muro lleno saliendo hacia el exterior a partir del segundo piso. La mayoría de este tipo de edificios tiene una estructura como la mostrada en esa figura. De la gran cantidad de edificios que estuvo sometida al terremoto, solo un pequeño porcentaje tuvo daños en sus muros y solo uno colapsó.
Prácticamente la totalidad de los edificios que tuvieron daños tenían un periodo fundamental del orden de 0.6 seg, equivalente a un segundo si se consideran en el análisis las propiedades de las secciones agrietadas. Las fuerzas de diseño no quedaron controladas por el corte basal mínimo y las deformaciones de entrepiso calculadas con el espectro reducido de diseño no superó 0.0005 de la altura del entrepiso correspondiente, un cuarto del límite de 0.002 que se ha repetido hasta la saciedad que es la causa del buen comportamiento logrado.
La alternativa de diseño propuesta por un ingeniero norteamericano de gran experiencia y reconocimiento, considera pocos muros de mayor espesor y nada más. Se supone que el resto de la losa está sostenida por un sistema gravitacional no considerado en el análisis. En Chile se incluyen en el modelo de análisis todos los elementos estructurales, se consideren o no como parte del sistema sismo resistente.
Como erradamente se piensa que la irregularidad en la vertical es la causa de los daños, se propuso usar muros regulares en la vertical.
Aun cuando la estructura propuesta se ve más sana, no sería admitida en Chile por los participantes en el diseño. No solo el sismo controla las decisiones que se toman al elegir un sistema estructural.
Una vez elegido el sistema estructural, es necesario identificar las zonas críticas, es decir, las zonas donde se espera in-
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Estructuración chilena
Estructuración norteamericana
cursión dentro del rango no lineal de la respuesta si el desplazamiento lateral supera el valor que produce la primera fluencia. Es el primer paso del procedimiento de diseño por capacidad. Para sistemas de muros las secciones críticas están en la base. Poniendo los muros que participan en una de las direcciones de análisis se puede visualizar el posible mecanismo de colapso. La Figura 16a) muestra una estructura ideal, un muro regular unido con vigas a un sistema de marcos. Las secciones críticas en ese caso están en la base del muro, en las columnas y en los extremos de las vigas. Las vigas enderezan al muro limitando los desplazamientos y disipando energía. Esta situación ideal rara vez es posible de lograr. En la Figura 16b) se muestra un muro con abertura en los pisos inferiores unido por las losas a muros continuos desde la fundación al techo. Es la solución clásica empleada en Chile, con mucho éxito, para permitir las aberturas en los pisos inferiores. Es necesario estudiar las fuerzas que se deben resistir en las columnas que resisten el muro en los pisos altos y las fuerzas de transferencia de corte al muro que permanece continuo y hacer un buen diseño de los diafragmas. En la Figura 16c) se muestra que en un sistema en que todos los muros descansaran sobre columnas se formaría un mecanismo del tipo piso blando, con una respuesta catastrófica. En Lisboa en 1973, en un curso del CEB, un ingeniero comentó que en edificios de diez pisos con muros prefabricados de hormigón armado se había decidido montarlos sobre un primer piso estructurado con marcos para “quitarles rigidez y disminuir las fuerzas de diseño”.
Figura 16.- Secciones críticas, sistemas con irregularidad en la vertical
Al elegir el sistema estructural es fundamental tener presente las fallas ocurridas en terremotos anteriores. Priestley ha mostrado fallas en muros en diversas partes del mundo. Muchos han fallado por formación de un piso blando. En otras ocasiones ha habido vaciamiento del muro en edificios estructurados con muros en una dirección y marcos en la otra, como en Kobe 1995, Figura 17.
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Muro sin elementos especiales de borde Vaciamiento fuera del plano. Falla tipo piso blando Figura 17.- Fallas en muros, Kobe 1995. Fotos de Priestley.
La lección aprendida es no usar sistemas flexibles transversales al plano del muro para evitar fallas del tipo piso blando y usar elementos especiales de bordes.
En el terremoto de Chile en 2010 varios muros fallaron de la misma manera, pero al observar el tipo de estructura usado se ve que hay fallas en muros que reciben fachadas rígidas en sus bordes en un plano transversal a ellos, Figura 18. Los bordes actúan como columnas que soportan muros. La combinación del movimiento en las dos direcciones perpendiculares genera grandes fuerzas axiales en los bordes que sostienen las fachadas. Fallas de este tipo se observaron en varios edificios en Viña del Mar, Santiago y Concepción. La lección aprendida, aun cuando disguste a los arquitectos, es la necesidad de poner en estos casos columnas de borde diseñadas para las fuerzas axiales que se generan considerando el sistema tridimensional. Hay varios edificios cerca de los edificios dañados que, teniendo una geometría similar, pero elementos especiales de borde, resistieron sin daños el terremoto.
Figura 18.- Fallas típicas en bordes de muros sosteniendo fachadas.
En el diseño por capacidad es fundamental diseñar para que las secciones críticas se formen en un lugar predeterminado, otorgando resistencia suficiente al resto de la estructura para que se mantenga dentro del rango lineal de respuesta sin fallas frágiles previas a la plastificación de las secciones críticas elegidas.
Para lograrlo, es necesario definir el sistema estructural de manera que se cumplan estos objetivos. En la Figura 19a) se muestra una situación ideal: muros regulares de sección transversal rectangular con una sección crítica en la base. En la Figura 19b) se muestra un esquema de una situación común: edificios donde los muros de los pisos superiores sobresalen respecto a la base. Ello no cambia básicamente el mecanismo de falla, porque el muro puede girar y fluir solo en el primer piso y la parte superior permanece elástica. En este caso, es necesario identificar posibles concentraciones de tensiones en las zonas de cambio brusco de rigidez y evaluar su efecto en la capacidad de deformación de la sección crítica, dado que la zona de plastificación puede quedar reducida.
Estrechamientos en pisos superiores como los indicados en la figura 19c) podrían inducir secciones críticas a media altura. Restrepo ha estudiado esta situación concluyendo que, bien diseñada la sección crítica en un piso superior, puede ser favorable al constituir un sector adicional de disipación de energía.
Figura 19.- Secciones críticas en muros.
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Bertero observó, después del terremoto de 1985 en Viña del Mar, que los muros en voladizo con una sola sección crítica en su base eran sistemas con baja capacidad de disipar energía, siendo recomendable utilizar sistemas acoplados o sistemas mixtos de muros y marcos. La experiencia de ambos terremotos en Chile, 1985 y 2010, ha demostrado que el sistema es ideal si se suprime el tipo de falla frágil en muros, es decir, usar elementos especiales de borde y diseñar al corte por capacidad.
Otra lección de ambos terremotos es que, en un elemento sometido a carga axial, la grieta está inclinada, en los bordes con altas compresiones la grieta diagonal hace que la parte superior del muro baje saliéndose del plano. Ese tipo de falla habría producido la inclinación del edificio El Faro en 1985 y posiblemente haya ayudado al colapso de Alto Río. La lección que se aprendió en 1985, no aplicada posteriormente, es que las secciones L y T tienen el borde libre sensible a la falla, debido a las altas compresiones que produce la armadura del ala en tracción y a los ciclos de alargamiento y acortamiento del refuerzo longitudinal que producen el pandeo de la armadura longitudinal sacando el hormigón del borde. Con elementos de borde como columnas o muros perpendiculares en los bordes, Figura 20, se puede evitar que el muro al fallar salga del plano provocando un colapso parcial o local. Estos elementos no son gratos para una arquitectura que quiera vista al mar o espacios abiertos en estacionamientos subterráneos, pero se debe propiciar.
Figura 20.- Se recomienda arriostrar el borde del muro en el plano perpendicular al alma. Estructurar edificios solo con marcos especiales no es recomendable. Como los marcos son flexibles atraen mayores desplazamientos que los muros con mayor daño estructural en el contenido.
Se pueden usar en suelos firmes si se pueden cumplir las siguientes condiciones que eviten fallas frágiles, como las ocurridas frecuentemente en terremotos de gran magnitud en otras partes del mundo, especialmente en suelos blandos.
- Diseñar para evitar fallas de corte. Para eso, se debe hacer una buena evaluación del momento máximo probable en las secciones críticas considerando todos los factores que pueden causar una sobre resistencia a la flexión. En ensayos en edificios escala natural se ha comprobado que toda la armadura de la losa fluye a grandes deformaciones aumentando el momento negativo en la viga en unas diez veces si no se considera su presencia. Las vigas perpendiculares al plano del marco tienen un efecto espacial aumentando la carga axial en las columnas, la componente vertical del sismo también puede producir aumentos en el momento resistente al aumentar la carga axial.
- Evitar la falla en los nudos debiendo hacerse una buena evaluación de las fuerzas que llegan a ellos, considerando el posible aumento de armaduras respecto al proyecto, la mayor fluencia del acero respecto al valor considerado en el diseño y la incursión en el escalón de endurecimiento. También debe estudiarse el posible deslizamiento del refuerzo dentro del muro, en fluencia en compresión en una cara y en tracción en la opuesta.
- Garantizar que no se formará un piso blando diseñando el sistema bajo el concepto de columna fuerte viga débil. Pero eso no basta, se debe estar seguro de que los ocupantes no transformarán el sistema en uno de muros en los pisos superiores al agregar tabiques adheridos en los vanos, incluso de albañilería, como ha ocurrido en múltiples ocasiones. Para ello, debería haber un control permanente durante la vida útil de la estructura y además desligar convenientemente los elementos no estructurales y fachadas evitando su volcamiento fuera del plano. En el caso transformación de marco por llenado de vanos involuntariamente, se ha visto que el relleno del vano produce una diagonal en compresión ante fuerzas laterales que puede dañar los nudos. Al evaluar los desplazamientos laterales de entrepiso que se producen en un terremoto severo, se puede comprobar que el ancho de la dilatación que se debe dejar respecto a las columnas es muy grande, haciendo difícil dejar físicamente esa separación. Aun cuando las aberturas se rellenen con materiales flexibles, se formarán grietas en esos lugares, no siempre comprendido por los propietarios.
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- Tener inspección técnica estricta que garantice que el diseño obedece al proyecto, que debe estar muy bien detallado, y que no se producirán omisiones o corrimientos del refuerzo transversal al hormigonar dejando zonas débiles.
Criterio de aceptación del sistema estructural elegido
Para limitar el daño estructural es fundamental limitar el desplazamiento lateral que el sismo impone a la estructura. Para ello, se requiere de rigidez y en algunos casos, también de resistencia. El procedimiento tradicional basado en fuerzas otorga resistencia y también rigidez al sistema. El nuevo enfoque de diseño consiste en preocuparse directamente del desplazamiento y controlarlo actuando directamente sobre los parámetros que en él influyen. Si se necesita rigidez, no es necesario establecer un valor de resistencia mínima de manera que indirectamente se obtenga una rigidez adecuada. Simplemente, se elige un sistema estructural con una rigidez adecuada; el periodo inicial es un buen parámetro para la toma de decisiones. Si se requiere de resistencia al corte, es preferible evaluar bien el corte que se desarrolla durante el sismo y otorgar la resistencia necesaria a las secciones que deben permanecer elásticas, más que subir el corte basal de diseño a todo el edificio para obtener un muro de mayor espesor.
Una vez elegido el sistema estructural, es necesario estimar la posible demanda de desplazamientos sobre el sistema. Se pueden usar expresiones simplificadas que dan un orden de magnitud. De numerosos análisis no lineales se ha verificado que el máximo desplazamiento lateral en el techo de una estructura correlaciona bien en algunos casos con la ordenada del espectro elástico de desplazamientos evaluada para el periodo fundamental. Para fines de diseño se puede definir un desplazamiento objetivo. El daño se puede controlar imponiendo un límite al desplazamiento lateral de entrepiso. No hay valores precisos de espectros de desplazamientos de diseño. En la Figura 8 se muestran espectros de desplazamientos para terremotos ocurridos entre 1985 y 2010, con un PGA mayor que 0.1 y magnitud mayor que 7. En las figuras se agregaron los espectros de desplazamientos de diseño de la norma de diseño sísmicos de edificios con aislación basal, NCh2745-2003. En la Figura 11 se dibujaron los espectros de aceleraciones y de desplazamientos para dos registros del terremoto de 2010 obtenidos en Concepción. En las figuras se puede ver que la dispersión es muy grande. Para fines de diseño se puede elegir una curva envolvente o, con algún criterio estadístico, permitir que parte de la muestra quede bajo él. Los registros obtenidos recientemente en terremotos de gran magnitud en zonas epicentrales han mostrado que cada sismo es una sorpresa y que es muy difícil anticipar lo que realmente pasará en un sitio determinado. Entonces, es esencial elegir sistemas estructurales simples con respuestas posibles de anticipar y dotarlos de toda la ductilidad posible dentro de lo que económicamente se puede aceptar.
En la Figura 21 se muestran los espectros de desplazamientos del Decreto 61. Con estos espectros se puede definir un desplazamiento objetivo de diseño, que en el Decreto se propone tomarlo 1.3 veces la ordenada del espectro de desplazamientos para el periodo fundamental traslacional calculado considerando las secciones agrietadas.
Dependiendo del daño que se acepte este procedimiento otorga un límite para el periodo. Para una ocupación inmediata es razonable un desplazamiento del techo del orden de un uno por ciento de la altura a la sección crítica. La experiencia en Chile ha demostrado que en suelos duros el desplazamiento en el techo no ha superado 0.007 veces la altura del edificio, con una respuesta impecable.
Figura 21. Espectros de desplazamientos para diseño, Decreto 61.
En diseño sísmico es fundamental tener en cuenta que los resultados de los análisis numéricos, por avanzados que sean los métodos que se utilizan, no necesariamente dan las deformaciones y esfuerzos que realmente ocurrirán en un edificio durante un sismo real. La validez de los resultados depende del valor de las variables que se ingresen, de los parámetros que se consideren en el modelo y, fundamentalmente, del movimiento del suelo bajo el edificio. En los concursos que se han hecho para predecir la respuesta dinámica de ensayos de modelos a escala natural en mesa de vibrar han tenido una gran
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dispersión. Los errores más comunes han sido considerar un amortiguamiento muy alto, no considerar adecuadamente el efecto de deslizamiento del refuerzo dentro de los nudos, y el efecto de los modos superiores cuando las secciones críticas entran en fluencia. Ya existen programas de elementos finitos no lineales disponibles, pero es muy difícil incluir el edificio completo en ellos.
Desgraciadamente aún no hay registro de la respuesta de edificios que hayan sufrido daños importantes para calibrar los métodos de análisis. Es un paso importante que dar en el futuro, instrumentar y esperar un sismo de gran magnitud.
Paradójicamente se ha caído en un fundamentalismo en la práctica, al intentar obtener precisión con un análisis lineal, con secciones no agrietadas y sin considerar el efecto de la armadura, considerando espectros reducidos. El diseño sísmico es conceptual y debe tener en cuenta la experiencia de un siglo de observación de daños en edificios. Los límites que se usan para tensiones de diseño y deformaciones solo dan una señal respecto a los procedimientos simplificados que se utilizan en la práctica. La decisión fundamental es la elección de un sistema estructural simple y que se pueda visualizar su comportamiento, y un diseño que intente, dentro de lo posible, evitar fallas frágiles prematuras, como ha ocurrido, y que la estructura sea capaz de deformarse sin romperse si el sismo supera lo esperado. Eso es lo que pretende el método de diseño por capacidad, universalmente aceptado.
En el diseño por desempeño se acepta que la estructura se diseñe libremente pero que su respuesta al sismo de diseño sea verificada. Para ello deben usarse registros de terremotos reales ocurrido en zonas y tipos de suelos similares al lugar donde la estructura será construida. Y, sobre todo, es fundamental continuar registrando terremotos, siendo hoy posible gracias a la extensa red mundial ya en operación.
Referencias
• Grupo de Trabajo de ACHISINA, 2015, “Procedimiento Alternativo para el Análisis y Diseño Sísmico de edificios Altos”.
• Los Angeles Tall Buildings Structural Design Council, “An Alternative Procedure for Seismic Design Analysis and Design of Tall Buildings located in the Los Angeles Region”, 2014 Edition.
• Priestley, M.J.N., “Myths and Fallacies in Earthquake Engineering, Revisited”, The Ninth Mallet Milne Lecture, 2003, European School for Advanced Studies In Reduction of Seismic Risk, Pavia.
• Yousef Bozorgnia y Vitelmo V. Bertero, 2004, “EARTHQUAKE ENGINEERING, From Engineering Seismology to Performance-Based Engineering”, CRC Press LLC, International Code Council.
• Gulkan, P. and Teitherman, R., 2012, “The IAEE at Fifty, A Brief History of the International Association for Earthquake Engineering”, 15WCEE, Lisbon, September 2012.
• ATC-94: Recommendations for Seismic Design of Reinforced Concrete Wall Buildings, Based on Studies of the 2010 Chile Earthquake.
• Anales de la Universidad de Chile, Estudios en honor de Rodrigo Flores Álvarez, Quinta Serie, No. 21, noviembre 1989.
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Historia de la Sismología en Chile
Centro Sismológico Nacional Fuente: www.csn.uchile.cl/sismologia/historia
Los terremotos han sido una constante en toda la historia de Chile. Ubicado en el llamado Cinturón de Fuego del Pacífico, Chile es una de las regiones más sísmicas del planeta. Bajo su territorio convergen y subductan las placas oceánicas de Nazca y Antártica bajo la placa continental Sudamericana, provocando periódicamente movimientos telúricos de diversa magnitud que en ocasiones desencadenan gigantescas catástrofes. En el sector austral del continente, la sismicidad está asociada al proceso de deslizamiento horizontal entre la placa Scotia y la Sudamericana, originando la Falla de Magallanes-Fagnano. Con el pasar del tiempo, los terremotos han pasado a formar parte de la identidad colectiva de los chilenos, quedando registrados en la cultura popular a través de la tradición oral.
Desde tiempos prehispánicos, los pueblos indígenas tejieron una red de interpretaciones simbólicas y religiosas frente a los terremotos. Para la cultura mapuche, por ejemplo, fueron percibidos como manifestaciones de un desequilibrio cósmico que debía ser recuperado a través de ofrendas y ritos propiciatorios a los dioses y a los espíritus de los antepasados. Por su parte, la tradición católica atribuía los terremotos a alguna voluntad o castigo divino, desatándose en gran parte de la población una ola de fervor religioso.
El 8 de febrero 1570 la ciudad de Concepción fue afectada por lo que se ha conocido como el primer terremoto ocurrido en Chile del cual se tenga registro. El movimiento afectó la antigua ubicación costera de Concepción, actualmente Penco. El sismo provocó un tsunami que la población alcanzó a advertir para ponerse a resguardo, por lo que no se registraron víctimas fatales.
Ya durante los primeros años de la conquista, los españoles debieron sentir los efectos devastadores de la actividad sísmica propia del territorio. En mayo de 1647 ocurrió el mayor terremoto registrado en las crónicas coloniales del siglo XVII, el que redujo a escombros la ciudad de Santiago y provocó una aguda crisis económica en un país que, además, había sufrido devastadoras sequías. Similar impacto tuvo el gran sismo de 1751 en Concepción, que incluso provocó el cambio de ubicación de la ciudad desde lo que actualmente es Penco debido a un gran maremoto (o tsunami). Veintiún años antes, en 1730, ocurrió un terremoto que pudiera ser el de mayor maginutd que haya afectado la zona central de Chile en la última mitad del milenio. Este evento provocó daños que se extendieron entre La Serena y Chillán y también originó un destructor tsunami.
Durante el siglo XIX, dos fueron los terremotos más renombrados: el de 1822 en la zona central y el de 1835 en Concepción y Talcahuano. A ellos pueden sumarse los terremotos y maremotos que afectaron el sur de Perú en 1868 y norte de Chile en 1877, produciendo ambos, graves daños en la ciudad de Arica.
Tempranamente el siglo XX dio muestras que sería un periodo con importante actividad sísmica. Así en 1906, ocurrió uno de los terremotos más desastrosos de la era republicana. Valparaíso, principal puerto, centro financiero y comercial del país, fue destruido casi completamente. La ciudad, llamada “la perla del Pacífico”, quedó reducida a escombros y tuvo que ser reconstruida casi totalmente; sin contar los miles de muertos que quedaron atrapados bajo sus ruinas. Dramáticos fueron también el sismo de Atacama en 1922 y el terremoto de Talca, en 1928 que dio origen a la Ley y Ordenanza General sobre Construcciones y Urbanización que entró en vigencia 20 de noviembre de 1935.
En 1939, la ciudad de Chillán y toda la región circundante fueron azotadas por un nuevo sismo originado a 80-100 km de profundidad, no en el contacto entre placas como ocurre con la mayoría de estos eventos, sino que en el interior de la placa subductante (de Nazca). La destrucción fue tal
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que obligó, tanto a las autoridades como a la población en general, a una mejor planificación y organización en las labores de rescate y reconstrucción. Esto representó la oportunidad ideal para que el parlamento aprobara la creación de la Corporación de Fomento y Reconstrucción (CORFO), institución a través de la cual el Estado dirigió la reconstrucción del país y el fomento de la actividad industrial.
En diciembre de 1949 la región austral del país fue afectada por un terremoto de magnitud 7.7 asociado al deslizamiento transcurrente de la Falla de Magallanes-Fagnano, con una réplica de magnitud 7.3. Tres personas fallecieron producto de un deslizamiento de tierra en San Nicolás. A pesar de que produjo intensidades VII (Escala de Mercalli Modificada) en Punta Arenas, no hubo pérdidas en vidas humanas que lamentar. También, un tsunami moderado provocó fuertes corrientes en los canales y en la Bahía Almirantazgo.
En diciembre de 1950 ocurrió un terremoto de magnitud 8.0 en las cercanías de la ciudad de Calama, constituyéndose en el sismo intraplaca de profundidad intermedia de mayor magnitud ocurrido en el país.
En 1960 un nuevo terremoto, el de mayor magnitud registrado en el mundo -9,5-, devastó las provincias de Cautín, Valdivia, Osorno, Llanquihue y Chiloé, al extenderse la zona de ruptura entre las penínsulas de Arauco y Taitao, por cerca de 100 km. causando graves daños en la ciudad de Valdivia. El sismo fue acompañado por un tsunami que provocó una sucesión de enormes olas que arrasaron con las ciudades costeras frente a la zona de ruptura produciendo víctimas fatales -incluso- en lugares tan alejados como Japón. Asimismo, hubo grandes levantamientos y hundimientos del terreno. Algunas zonas quedaron sumergidas bajo el mar, al mismo tiempo que un derrumbe en el río San Pedro provocó un aumento de volumen del lago Riñiue que, de no haber sido solucionado rápidamente, habría arrasado con lo que quedaba de Valdivia.
Cinco años más tarde, el 28 de marzo de 1965 a las 12:33, la ciudad de La Ligua fue sacudida por un fuerte sismo de magnitud 7,4. El movimiento, cuyo epicentro estuvo situado en las cercanías de La Ligua, fue percibido desde Copiapó hasta Osorno. El pueblo El Cobre fue arrasado en gran parte debido al colapso del tranque de relave ubicado en sus cercanías. .
En la década siguiente, la zona norte y central fueron afectadas por un terremoto magnitud 7,8. El movimiento, registrado el 8 de julio de 1971 a las 23:04 minutos, afectó desde Antofagasta a Valdivia, con mayor intensidad en Illapel, Los Vilos, Combarbalá y La Ligua.
En 1985 un nuevo sismo magnitud 8 sacudió la zona central del país. El terremoto puso al descubierto la precariedad de las viviendas de adobe que abundaban en las ciudades y pueblos afectados. Los registros e información obtenidos de este sismo se utilizaron para modificar la norma de diseño sísmico de edificios (NCh 433). A pesar de también tener una magnitud de 8.0, el terremoto de Antofagasta, ocurrido el 30 de julio de 1995, produjo daños menores.
Comenzando el siglo XXI, en 2005 ocurrió un terremoto de magnitud 7.8, en las cercanías de Mamiña, a unos 100 km de profundidad, en el interior de la placa de Nazca, provocando deslizamientos que causaron 12 víctimas fatales y graves daños en la región de Tarapacá. En 2007 se produjeron los terremotos de Aysén (M6.24) y de Tocopilla (M 7.7) que, pese a no dejar un gran número de víctimas, 12 y 2, respectivamente, causaron enormes pérdidas materiales.
Finalmente, en febrero del 2010 se produjo el segundo terremoto más destructivo en la historia chilena reciente, de magnitud 8.8, cuya zona de ruptura se extendió a lo largo del contacto entre las placas de Nazca y Sudamericana desde Pichilemu por el norte hasta la península de Arauco por el sur. El terremoto y posterior tsunami
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asociado causó 521 víctimas fatales y 56 desaparecidos -junto a graves daños- en las localidades costeras ubicadas frente a la zona de ruptura como también en Bahía Cumberland, Archipiélago de Juan Fernández. Al igual que los grandes terremotos que han ocurrido desde 1928, también impulsó una actualización de la norma sísmica de diseño de edificaciones.
Observatorios
Paralelo a la creación de observatorios, servicios y estaciones dedicadas a la observación sísmica, se crearon también sociedades científicas, en un intento por generar redes y alianzas en conjunto; un intento de independencia disciplinar y de busca de autoridad científica. De esta forma, en 1901 se crea en Francia la International Seismological Association (ISA), que agrupaba a sismólogos de distintas partes del mundo, con el fin de construir un catálogo global de sismos. También a raíz del terremoto de San Francisco de 1906 se crea en Estados Unidos la Seismological Society of America (SSA). Los observadores de terremotos jugaron un rol crucial durante el siglo XIX en todo este proceso de desarrollo de la sismología local y global. Sus reportes, testimonios, observaciones, interpretaciones y análisis fueron una fuente de información para las comunidades científicas e intelectuales durante el periodo.
En el caso de Chile, la observación y estudio de los terremotos se remonta a los años de la colonia. Un ejemplo de ello se puede encontrar en la obra del jesuita Juan Ignacio Molina, quien en su obra titulada Saggio Sulla Storia Naturale del Chili, da cuenta de cómo los terremotos eran parte de la geografía del territorio, y constituían una amenaza para la colonia española conocida como “Reyno de Chile”. Tras la independencia, algunos viajeros extranjeros se dedicaron a observar, registrar y estudiar grandes terremotos y pequeños temblores que sucedieron en Chile durante el siglo XIX. Tal es el caso de la inglesa María Graham (1785-1842), quien observó el terremoto de 1822 y lo reportó en su Journal of a Residence in Chile during the Year 1822, and a Voyage from Chile to Brazil in 1823; Charles Darwin (1809-1882) y Robert Fitz Roy (1805-1865), quienes observaron y estudiaron el terremoto de 1835 y también dieron a conocer sus impresiones a la comunidad científica europea; y el astrónomo del Observatorio Naval de los Estados Unidos de América, el teniente James Melville Gilliss (1811-1865) quien a mediados del siglo XIX se dio cuenta de que Chile no sólo era una tierra de grandes terremotos, sino también un país con terremotos diarios, de lo cual también dio cuenta en su obra. Ya para la segunda mitad del siglo XIX se había comenzado a registrar algunos terremotos en cada ciudad. Incluso algunas personas habían diseñado instrumentos para poder registrarlos. Al igual que en muchos países, donde la observación de los terremotos estaba asociada a la meteorología, durante la segunda mitad del siglo XIX, en el caso de Chile, las observaciones de la lluvia, la temperatura, los vientos y los terremotos eran parte de la construcción del conocimiento geográfico del país. Un primer intento de sistematizar la información sísmica del todo el país, la realizó Paulino del Barrio (1832-1857), quien trató de analizar los terremotos diarios de diversas ciudades del país, ayudado de una red informal de observadores del clima. Lamentablemente, una vez terminado su estudio, la red entre los diversos observadores no logró continuar con la sistematización de los datos. Sin embargo, en 1868 la Universidad de Chile creó la Oficina Central de Meteorología, la cual estuvo a cargo de la sistematización de los datos del clima (y terremotos diarios) suministrados por una red de 13 observatorios que ya funcionaban de forma parcelada en diferentes ciudades del país. Ante la falta de instrumentos que permitieran registrar los terremotos, la red se basó en el testimonio de los observadores, de similar forma a como lo hacía la red de observación suiza en ese entonces. Para ello, se les pidió a los observadores que indicaran el tiempo, duración, dirección y tipo de movimiento, además del impacto en los edificios. De esta forma la observación de los terremotos comenzaba lentamente a institucionalizarse como parte del quehacer científico y de las instituciones científicas formales del país, aunque aún enlazada a la meteorología; situación que cambiaría en el siguiente siglo.
La Sismología como disciplina en Chile
La historia del desarrollo de la sismología como disciplina en Chile, es un tema que se ha tratado escuetamente desde la historia de la ciencia. Se pueden encontrar cuatro trabajos en esta línea: Historia de la Sismología en Chile, Chile, el País más Sísmico del Mundo, Montessus de Ballore, a Pioneer of Seismology: The man and his Work y Montessus de Ballore y la Sismología en Chile. Estos cuatro estudios hacen mención, tanto al desarrollo de la sismología en el país, como al rol central que cumplió el Servicio Sismológico y a la figura de Fernand Montessus de Ballore, como fundador del Servicio Sismológico de Chile. Sin embargo, aún falta prestar atención a la dimensión socio-cultural del desarrollo de la sismología del país, como por ejemplo, las condiciones materiales que propiciaron el desarrollo y la institucionalización de la sismología en Chile, los diversos actores que participaron de este proceso o las controversias y conflictos que se suscitaron en este proceso. A finales del siglo XIX, la mayor precisión de los instrumentos para medir terremotos permitió una distinción entre lo que se podría denominar una “vieja” y una “nueva” sismología. Además, la disponibilidad de contar con sismógrafos hizo pensar a muchos estudiosos de terremotos que podían delimitar su disciplina en una ciencia que pudiera dimensionar el terremoto en sus aspectos físicos y medibles. Sin embargo, en las primeras décadas del siglo XX, la
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incipiente disciplina llamada sismología, aún no lograba una autonomía disciplinar que permitiera separarla de otros campos del conocimiento. Por ejemplo, si se analiza la lista de estaciones sismológicas que aparecen en el Bulletin of the National Research Council de 1921 (Estados Unidos), aún la observación de terremotos se desarrollaba dentro de los observatorios astronómicos o meteorológicos. De hecho, muchos sismógrafos eran instalados en los observatorios astronómicos. La meteorología, la sismología y la astronomía, compartían algunas características en común durante el periodo. Por ejemplo, las tres correspondían a disciplinas observacionales, utilizaban instrumentos de gran alcance, necesitaban de muchos datos que provenían de diversos lugares y su lugar común de trabajo era el observatorio. Incluso en Chile, el único sismógrafo estatal se encontraba en el Observatorio Astronómico Nacional hasta 1906, año en el cual se rompió a causa del terremoto de Valparaíso. Otro ejemplo de esta estrecha relación entre las disciplinas que “observan terremotos” a inicios del siglo XX, se puede encontrar al analizar la prensa diaria y científica de la época. Por ejemplo, entre 1908 y 1918, tanto en revistas científicas como en los periódicos de corte general, la discusión sobre si el estudio de los terremotos le competía a la geología, la meteorología o a la astronomía, no estaba aún resuelta. De igual forma, la observación sísmica estaba en manos de distintas personas, no sólo aquéllas que habían sido formadas en materia científica. Los observadores, informantes y “testigos” de terremotos, algunas veces constituían grandes redes de información e intercambio de datos a nivel global, mientras que en otras la información se concentraba a nivel local. Por ejemplo, a finales del siglo XIX e inicios del siglo XX, en Suiza y Austria la información de terremotos provenía principalmente informantes y testigos. En cambio, en Italia y Japón las observaciones sismológicas se realizaban principalmente mediante instrumental y eran desarrolladas por “hombres de ciencia” o algunos funcionarios públicos como trabajadores de telégrafos, ferrocarriles o correos.
El jueves 16 de agosto de 1906, se produjo un fuerte sismo en Valparaíso, que afectó principalmente al más importante puerto del país. El último gran terremoto en Chile había sucedido 26 años antes y el único sismógrafo estatal estaba en el Observatorio Astronómico Nacional, el cual no pudo registrar el evento, debido a la fuerza del terremoto que hizo que sus agujas saltaran hasta romperse.
El Gobierno de Chile, decidió entonces crear la Comisión Científica para el Estudio del Terremoto, a fin de recabar toda la información del país relativa al terremoto.
Sin embargo en ese entonces, la observación sísmica chilena aún no estaba arraigada en sola institución o disciplina y, por tanto, la mayoría de los miembros de esta comisión provenía de diversas áreas disciplinares como la astronomía, la geología, la física y la meteorología; y de diferentes instituciones, como el Observatorio Astronómico Nacional, la Universidad de Chile, el Instituto Pedagógico de Chile y la Armada de Chile. Estos diferentes actores tuvieron que recorrer el país y sistematizar la información proveniente de testigos, instrumentos y reportes técnicos a fin de conseguir dar cuenta en un informe general todo lo que había sucedido esa noche del 16 de agosto de 1906.
Al analizar en detalle el informe de dicha comisión se puede observar cómo este estudio intenta dar respuesta a las siguientes preguntas en torno al terremoto de 1906: ¿Qué es lo que sucedió? ¿Dónde ocurrió exactamente? ¿Cómo ocurrió en cada lugar? Para recabar esta información, la Comisión se suministró de más de 100 informes y comunicaciones provenientes de Oficina del Tiempo y la Dirección de Territorio Marítimo. Sin embargo se requería más información. Por ello, la Comisión distribuyó un cuestionario a cerca de 2500 personas en todo el país, entre ellos autoridades civiles y militares, autoridades en el plano educativo y personas particulares instruidas de cada zona, pero sólo 155 cuestionarios fueron respondidos, con diferencias significativas entre ellos. Por ejemplo, los informes presentados por dos observadores en la misma ciudad difieren en el número y duración de los movimientos: un observador dijo que hubo tres sacudidas, en cuatro minutos y medio, mientras que otro informante dijo que hubo diez sacudidas en por lo menos cinco minutos.
A esta falta de exactitud en la información sobre el terremoto en cada lugar, se sumaba la urgencia de la reconstrucción de las zonas dañadas y la reactivación de la construcción de la línea férrea transandina, que intentaba unir Argentina y Chile. Pero también era parte del interés de Pedro Montt, el presidente en ese entonces, potenciar el desarrollo de obras públicas en el país y comenzar su proyecto de crear una línea férrea que uniera Chile de norte a sur. Para ello, la información de cada zona era vital para el Gobierno. Esta falta de información precisa, detallada y uniforme sobre el terremoto de 1906 y la no existencia el equipamiento instrumental en el país para medir los futuros eventos hizo eco en la academia nacional. A menos de dos meses del terremoto, el entonces rector de la Universidad de Chile, Valentín Letelier, propuso en la sesión del 9 noviembre de 1906, ante el Consejo de Instrucción Pública, que se creara una entidad que se abocara exclusivamente al estudio y formación de la sismología en el país. Haciendo eco de la propuesta, el Gobierno de Chile, a cargo del Presidente Pedro Montt recientemente asumido, decidió crear una entidad entidad estatal y nacional en Chile dedicada exclusivamente al estudio de los terremotos Éste fue el caso del Servicio Sismológico, fundado en 1908.
El 1 de mayo de 1908 se fundó el Observatorio Sismológico de Santiago y el 9 de junio del mismo año, se estableció normativamente el Servicio Sismológico de Chile, que funcionaría a cargo de los 34 observatorios locales repartidos por el país. Ambas direcciones estaban a cargo de Montessus de Ballore.
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La sede de la capital se abasteció con un observatorio de primer orden, con un Sismoscopio Avisador-Registrador Agamennone, un Cronómetro Mural para marcar la hora de los sismogramas y péndulos mecánicos que se estaban usando en diversos observatorios del mundo, como los Péndulos Wiechert para registrar eventos de entre 800 y 1000 kilómetros de distancia, que a juicio de Montessus eran los mejores de ese entonces además de “baratos de manejo relativamente sencillo”. También se dotó con dos Péndulos Horizontales Bosch-Omori distribuidos por todo el mundo sobre todo después del terremoto de California de 1906 y que se utilizaron hasta después de la Segunda Guerra Mundial; junto a un gran Péndulo Horizontal Stiattesi para registrar terremotos mundiales. Todos estos instrumentos fueron importados desde Europa entre 1908 y marzo de 1909. En tanto, entre 1908 y 1909 se crearon cuatro observatorios de segunda clase, en los extremos norte y sur del país, cada uno con un Péndulo Horizontal Wiechert. Los otros 29 observatorios que se instalaron en 1909 eran de tercera clase y estaban repartidos por las principales ciudades e islas del país, dotados cada uno con un Sismoscopio Agamennone, para la medición de eventos menores locales.
Centro Sismológico Nacional
Como respuesta al terremoto de 1906, que destruyó parte de la ciudad de Valparaíso y de la zona central del país, el gobierno de Pedro Montt, a petición del entonces Rector de la Universidad de Chile, Valentín Letelier, fundó el Servicio Sismológico, el 1 de mayo de 1908. Ese año, en el cerro Santa Lucía de Santiago, su primer director, el sismólogo francés Ferdinand Montessus de Ballore, instaló la primera estación sismológica con registro del movimiento del suelo y de tiempo. Luego se instrumentaron lugares como Tacna, Copiapó, Osorno y Punta Arenas, a los que le siguieron otras 29 estaciones de menor complejidad.
En 1927 la institución pasó a depender de la Universidad de Chile, desarrollándose por varios años con un enfoque principalmente académico, utilizando el nombre de Servicio Sismológico Nacional (SSN).
En 1965 se inaugura el Departamento de Geofísica de la Universidad de Chile. El Instituto de Geofísica y Geodesia pasaba a convertirse en el Departamento de Geofísica y Geodesia, con funcionamiento en la sede de Blanco Encalada 2085. Inicialmente contaba con dos grupos de docentes e investigadores, de Sismología y Meteorología, a los que se sumaría después Geofísica Aplicada.
Tras el sismo ocurrido el 21 de abril de 2007 en la Región de Aysén, las autoridades nacionales se vieron en la necesidad de contar, en forma urgente, con un plan de alerta y emergencia en caso de terremotos y tsunamis. Así, el Gobierno pactó un plan de mejoramiento con la Facultad de Ciencias Físicas y Matemáticas de la Universidad de Chile, entidad que aloja al Departamento de Geofísica, unidad de la cual dependía el Servicio Sismológico Nacional, con el fin de contar con una mirada técnica y científica, con capacidades de diseño, implementación y operación de una red sismológica que cubriera el territorio nacional, promoviendo el buen funcionamiento del plan de monitoreo permanente de la sismicidad. A partir de entonces, al interior de la Universidad, comienza a gestarse la idea de un Centro Sismológico Nacional, continuador del SSN, con la misión de llevar a cabo la tarea encomendada con el más alto nivel científico y tecnológico.
El 27 de febrero de 2010 un terremoto magnitud 8.8, sacudió la zona sur y centro del país, este sismo ayudó a que el proyecto, que hasta el momento no había mostrado grandes avances, se acelerara.
En 2013 la activación del Centro Sismológico Nacional (CSN) se hace realidad. El 28 de diciembre de 2012 se firma un Convenio de Colaboración entre la Facultad de Ciencias Físicas y Matemáticas (FCFM) de la Universidad de Chile y la Oficina Nacional de Emergencia (Onemi) del Ministerio del Interior y Seguridad Pública, que entra en vigencia el 20 de marzo de 2013. Este convenio permite la iniciación de las actividades del CSN.
Este primer convenio contempla el fortalecimiento de la Red Sismológica Universitaria y el establecimiento de comunicaciones robustas e instalación de nuevas estaciones para su inclusión en la Red Sismológica Nacional, para lo que se entrega un presupuesto determinado en forma anual, que permite incorporar robustez a la red actual y mejorar la capacidad de respuesta (exactitud y rapidez) en situaciones de crisis sísmica. Esto significó un vuelco en la misión del SSN, que tenía un diseño y vocación académica, que al convertirse en CSN pasó a ser una entidad clave en el sistema de alerta sísmica nacional. De esta manera, se planificó dar seguridad y eficiencia al sistema en su totalidad, desde los aspectos de adquisición
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y registro de señales sísmicas, pasando por la transmisión robusta de los datos registrados por las estaciones sismológicas instaladas en el país al Centro de Datos, hasta su recepción, análisis y proceso, para asegurar así una adecuada y oportuna operatividad en la determinación de parámetros focales básicos de eventos sísmicos que generen alarma pública.
El CSN es una entidad dependiente de la Universidad de Chile a través de su Facultad de Ciencias Físicas y Matemáticas, cuyos recipientes primarios de la información son el Gobierno, a través de la Oficina Nacional de Emergencia (Onemi) del Ministerio del Interior y Seguridad Pública y otros organismos públicos y privados como el Servicio Hidrográfico y Oceanográfico de la Armada (SHOA), el Servicio Nacional de Geología y Minería (Sernageomin), la Asociación Chilena de Sismología e Ingeniería Antisísmica (Achisina), la Asociación de Ingenieros Civiles Estructurales (AICE), la Sociedad Chilena de Geotecnia (Sochige), la Academia y los usuarios en general.
Puede re- visar la línea de ti- empo de la historia de la sismología en Chile en: https://prs.dgf.uchile.cl/linea-de-tiempo
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Inteligencia artificial aplicada al método backward seismic analysis
Patricio Pineda Nalli & G. Rodolfo Saragoni Huerta
Backward Seismic Analysis (BSA).
En la ingeniería estructural y sísmica es fundamental el uso de datos actualizados para obtener resultados que reflejen el comportamiento estructural de las instalaciones durante grandes terremotos, siendo frecuente considerar información teórica y referencial de proyectos similares, lo cual lleva a conclusiones a veces erróneas que no representan las condiciones del caso en estudio. Históricamente, las normas de diseño han considerado estadísticas y especificaciones de casos que incorporan el estado del arte de casos específicos que son válidos solo para ellos, siendo que las condiciones de sitio son relevantes para obtener los resultados esperados. El ingeniero estructural, en todos los casos debe considerar las normas de diseño como una base metodológica que debe estar acompañada de todos los estudios disponibles y necesarios por realizar para la zona de estudio, así como, la información que caracterice las instalaciones en condición de operación.
El método BSA presentado, está basado en la observación y análisis de la respuesta sísmica de estanques de acero apoyados en el suelo durante grandes terremotos, esto considerando las condiciones reales de los estanques al momento del sismo. En Chile los primeros estudios que aplicaron este método fueron desarrollados por el ingeniero John Blume (1963) luego del terremoto de El Maule en 1960, debido a la gran sismicidad de Chile y que se dispone de información relacionada con las características y daños en estanques de acero, es posible aplicar este método. Luego del terremoto de Alaska en 1964 Rinne (1967) propuso en 1967 una ecuación que estima el límite de relaciones de esbelteces para clasificar estanques sin daños, eventuales fallas en el manto y colapsos. En otros países es limitado el uso de este método debido a la baja frecuencia de sus terremotos y como consecuencia de ello se aplican métodos experimentales que finalmente no reflejan la respuesta sísmica real de los estanques. Por lo anterior, el BSA se ha aplicado en la preparación de la norma chilena NCh2369.Of2003 “Diseño sísmico de estructuras e instalaciones industriales”, la cual fue calibrada con el terremoto de 1960 con buenos resultados en las instalaciones diseñadas con sus disposiciones posterior a los terremotos importantes desde 2003. Cabe señalar que en Estados Unidos hay gran interés en el comportamiento sísmico de estructuras industriales en Chile, afirmando que “Chile es el único país que dispone de recomendaciones para instalaciones industriales a través de NCh2369” (Soules et al., 2016).
Grandes estanques de acero al carbono
BSA en el diseño sísmico de grandes estanques.
Los grandes estanques atmosféricos de acero apoyados en el suelo son ampliamente utilizados en plantas petroquímicas y de proceso en el mundo, los cuales han presentado fallas reiteradas durante terremotos importantes, a pesar de haber sido diseñados con los códigos de diseño más utilizados y que se basan teóricamente en el modelo de Housner (1954, 1957), el cual junto a modelos experimentales (mesas vibratorias) no reflejan el real comportamiento de los estanques durante terremotos, dado que no cumplen las siguientes hipótesis: efecto del manto delgado, comportamiento del líquido (leyes de similitud), imperfecciones en las planchas del manto que reducen las tensiones admisibles, condiciones reales del suelo de fundación, efecto suelo-estructura-líquido y directividad sísmica.
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Directividad sísmica
Debido a los grandes volúmenes de líquidos almacenados las fuerzas sísmicas controlan el diseño de los estanques de acero, siendo necesario evaluar su comportamiento para diferentes niveles de llenado. Durante el terremoto de Tocopilla en 2007 se detectó un fenómeno que no había sido registrado antes y tampoco incluido en los códigos de diseño sísmico, que es el pandeo del manto en niveles superiores cercano a la mitad de la altura del manto, dado que al momento del sismo se generaron tensiones no consideradas durante el diseño del estanque.
Pandeo superior del manto
El uso del BSA permite caracterizar los estanques según sus dimensiones y esbelteces, dentro de rangos seguros con daños menores, considerables y reparables, hasta valores con alto riesgo de colapso. Para aplicar este método es necesario disponer y utilizar la siguiente información de los estanques en operación:
- Dimensiones generales, espesores de las planchas del manto, techo y fondo.
- Características del techo: tipo (cónico, flotante, domo), estructuración, peso.
- Planos de fabricación y As Built.
- Tipos de fundaciones.
- Sistemas de anclajes.
- Propiedades del suelo de fundación.
- Tipo de líquido almacenado y niveles de llenado al momento del sismo.
- Sismicidad, registros y aceleraciones máximas del suelo en las zonas de emplazamiento del estanque.
- Directividad sísmica.
- Daños observados durante terremotos: sin daños, pandeos, levantamientos, colapsos.
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- Criterios de diseño y códigos utilizados.
Se ha clasificado una serie de estanques para ampliar el método Backward Seismic Analysis (Pineda&Saragoni), cuyos resultados han sido publicados en diversas conferencias de ingeniería sísmica y actualmente es la base del anteproyecto de norma para “Diseño sísmico de estanques atmosféricos de acero al carbono apoyados en el suelo” del ICHA. Los resultados obtenidos han permitido identificar los parámetros y rangos que condicionan la respuesta sísmica de los estanques, además de presentar una propuesta para un espectro de diseño sísmico con base en registros de 382 casos en operación durante terremotos de subducción: Valdivia 1960, Chile Central 1985, Tocopilla 2007, El Maule 2010, Alaska 1964, Estados Unidos entre 1933 y 1995 (subductivos y corticales) y Japón en 2011, áreas con gran actividad industrial y petrolera, en las cuales los estanques han tenido desempeños deficientes a pesar de haber sido diseñados con los códigos de diseño más reconocidos (API650-E, AWWA D-100 y NZSEE).
En el caso de los estanques de acero por su configuración física atípica dado que el líquido es difícil de modelar y predecir en su comportamiento sísmico, es necesario tener claridad en los parámetros que condicionan realmente su diseño. La Inteligencia Artificial es una herramienta que permite tener mayor control y mejor eficiencia en el procesamiento de datos, esto por la automatización y más rápida toma de decisiones.
Inteligencia Artificial aplicada al método BSA.
Dentro de las ramas de la inteligencia artificial se encuentra el aprendizaje automático, proceso a través del cual un computador es capaz de aprender de una situación para aplicar lo aprendido sobre una tarea en proceso, la cual es finalmente medida por la performance que indica que tan bien aprendió el computador del modelo con el que se está trabajando, según Mitchell (1990). Es así como de forma más específica se generan algoritmos que le permiten al computador generalizar comportamientos a partir de la experiencia proporcionada con el objetivo de repetir esta generalización en nuevos ejemplos. En este artículo se presenta un modelo de predicción de daños en estanques que considera la información histórica de casos registrados en Chile y otros países. Los resultados obtenidos se evaluaron con diversos algoritmos, concluyendo que el método “Random Forest” exhibe los mejores resultados en la predicción de fallas de estanques con más del 90% de eficiencia. Se concluyó que el modelo es capaz de predecir con hasta un 93% de eficiencia el comportamiento del estanque, esto en base a un análisis de importancia de cada uno de los atributos considerados para realizar los estudios de predicción.
Por medio de inteligencia artificial se validó el método BSA que propone una metodología para determinar la respuesta sísmica de estanques de acero, considerando principalmente las propiedades geométricas de los estanques y condiciones de sitio relacionadas con el suelo y la sismicidad, como se explicó anteriormente. El estudio concluyo que los criterios condicionantes de la respuesta sísmica de los estanques son el sistema de anclaje, densidad del líquido, tensiones en el manto, espesores de las planchas del manto y solicitaciones sísmicas volcantes, dependientes de la relación de esbeltez y altura de llenado al momento del sismo. Estos análisis han permitido identificar zonas críticas de vulnerabilidad sísmica respecto a estanques de esbelteces propensas a mayor inestabilidad, considerando la directividad sísmica local. Dado que las principales normas de diseño han mostrado resultados deficientes durante grandes sismos, esta propuesta pretende ser un avance para estimar el daño real con efectos que no cubren los códigos y así reducir el daño manteniendo la continuidad de operación de la industria.
Puede concluirse que el análisis de datos y el uso de herramientas de IA permiten analizar cuáles son las características y factores más importantes para que un estanque presente o no fallas. El anclaje del estanque cumple un papel clave, ya que se presenta como la característica más relevante para que un estanque no presente daño; sin embargo, el uso de anclajes por sí solo no asegura el buen comportamiento sísmico, debiendo considerar otras variables en el diseño, tales como; espesores del manto y características del sitio.
Anclajes de estanques de acero
El uso de la inteligencia artificial en ingeniería sísmica permitirá incorporar más datos relevantes directamente relacionados con el comportamiento estructural real, para disponer de una base de datos más robusta para zonas en las que no se dispone de información y resultados.
https://doi.org/10.14483/23448350.18556
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3. Artículos invitados
DISIPACIÓN DE ENERGIA A TRAVES DE PERNOS DE ANCLAJE EXPUESTOS EN BASES DE COLUMNAS DE ESTRUCTURAS DE ACERO
Recambio de pernos fusibles: El elefante en la habitación.
Carlos Peña López - Revisor Estructural y Sísmico, M. Eng., PhD(c) - CPL Ingeniería María de los Angeles Arce – Codes & Approval Manager Hilti Chile.
Introducción
El diseño estructural chileno, particularmente el diseño de estructuras de acero cuenta con algunas prácticas locales que no necesariamente se encuentran cuantificadas de manera formal y rigurosa por la vía de la investigación reconocida. Sin embargo, de acuerdo con los buenos resultados cualitativos obtenidos frente a eventos sísmicos severos (como marzo de 1985 y febrero de 2010), parecieran contar con una “cierta” validación entregada por la experiencia (Soules et al., 2016). Este es el caso de la disipación de energía mediante deformaciones inelásticas de los pernos de anclaje expuestos pertenecientes a bases de columnas de estructuras de acero.
Históricamente la práctica chilena ha postulado que un grado importante de energía generada durante el evento sísmico puede ser disipada mediante el mecanismo de plastificación axial en tracción de los pernos de anclaje dúctiles instalados en dobles placas base (forma común en que la bibliografía denomina al arreglo compuesto por una placa base y una placa de silla dispuesta sobre atiesadores de carga). En este sentido, la normativa chilena correspondiente a estructuras industriales entrega algunas disposiciones de diseño específicas para la definición de los pernos de anclaje (INN, 2003). No obstante, dichas disposiciones no garantizan que exista efectivamente trabajo inelástico en el perno o la inexistencia de falla en él, ni cuantifica el posible aporte del sistema de anclaje en la respuesta global esperada de la estructura. Existen pocos estudios reconocidos tendientes tanto a demostrar formalmente lo dicho como a cuantificarlo. La investigación a nivel mundial no aborda significativamente este tema, ya que se centra en la resistencia que debe proveerse al hormigón que recibe al perno, de forma tal que el anclaje genere una resistencia suficiente en comparación con sus solicitaciones de diseño. Siendo así, los estudios comúnmente no exploran la posible utilización beneficiosa del mecanismo de fluencia en tracción de los pernos de anclaje en bases de columnas.
Es posible que este tema no haya sido resuelto a fondo ya que la filosofía de diseño norteamericana contempla otros fusibles en las bases de columnas (rótula flexural en columna sobre placa base de marcos resistentes a momento, pandeo estable y fluencia en tracción en diagonales de marcos arriostrados, etc.). Claramente, y en base a “la experiencia chilena” (Soules et al., 2016), si es esta una forma eficiente de disipar energía sísmica sería relevante cuantificar su influencia y definir parámetros específicos para el diseño junto a sus límites de aplicación.
Comportamiento de Anclajes Expuestos
La Figura 1 presenta un esquema de bases de columna típicos chilenos, que incorporan pernos de anclaje expuestos.
Empotramiento
Apoyo Simple
Fig. 1: A la izquierda Empotramiento (Marco de momento). A la derecha Apoyo Simple (Marco arriostrado).
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V T V Pernos
Placa
Atiesador Placa
Grout
Pedestal Llave
Atiesador
de anclaje
de Silla
base
de nivelacion
de corte
para rigidizacion de alas y alma.
El diseño tradicional de estas bases contempla los siguientes criterios básicos:
1) Solo el perno de anclaje expuesto tiene la posibilidad de plastificar en tracción mientras los demás elementos (atiesadores, placa de silla, placa base, etc.) se mantienen elásticos.
2) El uso de llave de corte desacopla el trabajo de los pernos y garantiza que sea únicamente la llave el dispositivo que resista el esfuerzo de corte permitiendo que los pernos trabajen sólo en dirección axial.
3) Pedestales de fundaciones rígidos y resistentes, que proveen un apoyo inamovible a las columnas. Implícitamente se entiende que el hormigón armado del pedestal debe contar con resistencia suficiente para generar la fluencia efectiva en tracción del perno (diseño por capacidad).
4) La longitud expuesta del perno (entre tope inferior placa de silla y tope superior placa base) debe ser mayor que 8 diámetros nominales y 250 mm. Adicionalmente, se debe contar en el sector superior del vástago con al menos 75 mm de hilo para reapriete (bajo el tope superior de la placa de silla) en caso de estiramiento remanente. Si bien, en principio, podría entenderse que solo la longitud expuesta del perno genera estiramiento axial, los estudios actuales a este respecto indican con claridad que la longitud de estiramiento realmente puede penetrar en el hormigón una longitud del orden de 5 a 8 diámetros nominales (dependiendo de varios factores, entre ellos la distribución del traspaso de carga al hormigón que se considere), valor nada despreciable.
Debido a que el diseño mismo de los pernos de anclaje permite únicamente su trabajo en tracción, la forma de los ciclos de histéresis a nivel de la base de columna (considerando todos los pernos y su posición) difiere bastante de los que pueden desarrollar otro tipo de conexiones estructurales, como por ejemplo conexiones de momento en extremos de vigas de marcos. Ante sismos severos, la plastificación en tracción impone una deformación remanente en el perno de anclaje que debe ser superada en los ciclos siguientes a fin de que genere nuevamente una reacción.
Las Figuras 2 y 3 (Takamatsu and Tamai, 2005) muestran curvas M-q teóricas y experimentales para anclajes empotrados expuestos. En ellas es posible notar dos aspectos importantes. Por un lado, cada ciclo flexural requiere de un giro mayor para generar momento, debido al estiramiento remanente de los pernos y a su incapacidad de trabajar en compresión. Y por otro, existe un gap de momento generado por la carga vertical en la columna que debe ser superado para generar el giro. Notar que este último efecto produce un acople ineludible entre la flexión y la carga axial en el apoyo.
Una vez finalizado el sismo, y en caso de que el perno no haya experimentado un estiramiento mayor a su capacidad de rotura, de acuerdo con la práctica chilena se debe proceder a su reapriete. No obstante, es claro que el perno no dispondrá de las mismas características originales (ductilidad) ante nuevos eventos sísmicos. En algunos casos, es posible que aun cuando el perno no haya fallado sea teóricamente necesario su recambio, situación que no sería posible al tratarse de pernos tradicionales insertos en el hormigón (Pernos de Anclajes Pre Instalados o Embebidos).
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En este punto cabe preguntarse lo siguiente: ¿Realmente es razonable que un elemento definido como fusible no sea cómodamente recambiable? Esto no se trata de un asunto que solo compete a los pernos de anclaje (interés de este artículo), sino a cualquier elemento fusible al interior de un sistema estructural.
Reapriete de pernos de anclaje
Asumamos desde ya que no existe daño en el hilo ni otras condiciones que luego de una inspección visual (siempre necesaria) hagan pensar que no es posible ejecutar un reapriete. ¿Cuál es la diferencia técnica entre el reapriete de un perno de 1” que muestra un estiramiento residual de 10 mm y uno con estiramiento residual de 40 mm?
En beneficio de la simplicidad, asumamos que los pernos de anclaje se fabrican en acero ASTM F1554 grado A36 (recomendación para la fabricación de pernos de anclajes de la NCh 427), u otro metal de similares características que pueda alcanzar una deformación de rotura del 20%.
La longitud de estiramiento de estos pernos se compone de una longitud expuesta de al menos 275 mm (250 mm como mínimo nacional y 25 mm de grout de nivelación) más una longitud de penetración en el hormigón de unos 125 mm (conservadoramente alrededor de 5 veces el diámetro). Si se asume que la deformación unitaria residual es relativamente uniforme en la longitud de estiramiento (situación que no es real, pero que nos ayuda a entender el problema) llegamos a la conclusión que la deformación de 10 mm se encuentra asociada a un e de 2.5% y la de 40 mm a un e de 10%. Frente a estos valores podemos considerar que las deformaciones elásticas resultan despreciables. Si bien los valores de e evaluados solo pueden interpretarse como referenciales, podemos dar por hecho que el reapriete de los pernos que presentan un estiramiento residual de 40 mm conlleva un riesgo razonable de falla para eventos posteriores de intensidades similares. En este escenario, parece claro que la opción que entrega seguridad sería el recambio del vástago fusible, descartando totalmente la posibilidad del reapriete.
Antecedentes
Es importante comenzar reconociendo que las bases de columnas de estructuras de acero nacionales no necesariamente corresponden a puntos de rigidez infinita o nula (empotramiento perfecto o apoyo fijo), como típicamente se les considera. Más bien se trata de elementos estructurales que poseen una cierta rigidez elástica inicial y un posterior comportamiento inelástico debido al cual son capaces de disipar energía de manera efectiva. Por consiguiente, y entendiendo que su inclusión podría modificar la respuesta de la superestructura, su modelación explícita sería requerida en el diseño. En la actualidad esta incorporación del anclaje como elemento estructural no corresponde a una práctica habitual. Principalmente debido a que no se trata de una exigencia normativa explícita y a que comúnmente se presupone que su influencia puede ser mínima en la respuesta global al usar las técnicas tradicionales de diseño (simplificaciones). En esta línea, existen algunos antecedentes serios que vale la pena comentar.
Aviram et al. (2010) desarrollaron estudios acabados sobre estructuras de marcos de momento de baja altura (no industriales) considerando que el empotramiento en las bases corresponde a un resorte rotacional elástico de diferentes niveles de rigidez y no necesariamente a un empotramiento perfecto (ver Figura 4). Los resultados del estudio concluyen que las consecuencias de contar con apoyos flexibles son perjudiciales para el desempeño sísmico de la estructura, generando desde un aumento en los daños (estructurales y no estructurales) originados en las deformaciones de entrepiso, hasta potenciales pisos blandos (riesgo de colapso global). Con esto, la recomendación que se entrega es que el diseño debe garantizar un anclaje rígido que sea capaz de generar la potencial rótula plástica en el elemento columna, por sobre la placa base.
4 Modelo considerado por Aviram et al (2010).
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Fig.
Si bien estos resultados parecieran ir en directo desmedro del aporte real de los pernos de anclaje dúctiles, existen dos problemas fundamentales en el estudio citado.
1) Por una parte, se considera el anclaje como un resorte rotacional sin posibilidad de disipación de energía (originada por cualquier mecanismo), situación que parece poco realista debido a las potenciales plastificaciones que pueden generarse en el acero.
2) Por otra parte, no se entrega un origen claro para las fuertes disminuciones de rigidez elástica que se evalúan, las cuales van bastante más allá de lo que un diseño formal y apropiado podría justificar (se llega hasta la rótula perfecta).
En contraste con lo anterior, análisis realizados con SAP2000 sobre dos estructuras industriales chilenas reales arriostradas concéntricamente (bases rotuladas) muestran que puede existir un porcentaje considerable de disipación de energía por la vía del trabajo inelástico de los anclajes dúctiles (Urzúa, 2015). Incluso se muestra que podría comenzar la disipación de energía en las bases de las columnas, posponiendo las incursiones inelásticas generalizadas en la superestructura para niveles de demanda mayores (control de daño operativo). Esta situación genera expectativas importantes al pensar en la posibilidad de mantener elástica la superestructura durante eventos sísmicos intermedios, asumiendo como costo únicamente el recambio de los pernos de anclaje en caso de que el diseño lo permita (típicamente no lo permite).
El autor concluye que el nivel de disipación de energía sísmica generado en los anclajes alcanza valores entre 20% y 40% del total (dependiendo del set de registros utilizado), lo que en los casos estudiados resulta comparable con los niveles alcanzados por las diagonales de arriostramiento (disipadores de energía naturales de estas estructuraciones), que alcanzarían entre 25% y 40% del mismo total. Si bien estos resultados evidencian claramente que puede existir una influencia significativa de los anclajes dúctiles en la repuesta inelástica generalizada, los altos niveles de disipación alcanzados en este estudio por las estructuras consideradas podrían no ser generalizables debido a su potencial dependencia del sobredimensionamiento teórico que muestran los elementos estructurales (diagonales sísmicas especialmente) en comparación con sus correspondientes anclajes.
Potenciales mejoras
Como se ha establecido, existen dos temas prácticos fundamentales que limitan el actuar de los pernos de anclaje expuestos tradicionales. Por un lado, la imposibilidad de generar trabajo en compresión, y por otro la necesidad de recambio luego de eventos sísmicos severos.
Lo segundo cuenta al menos con una solución que se ha utilizado en la práctica chilena. Se trata de los pernos cabeza de martillo o cabeza de T (INN, 2003). Sin embargo, el uso de esta solución requiere de casillas en el hormigón especialmente diseñadas para resistir la tracción del perno (ver Figura 5) y que cuenten con el espacio suficiente para permitir el giro de la cabeza y la extracción del vástago en el momento en que se ejecute su recambio. En la práctica, su uso se encuentra limitado a casos de pernos de anclaje especialmente importantes y de diámetros mayores, debido a las incomodidades de diseño
derivadas de los requerimientos de espacio que esta solución implica, y que son difíciles de proveer en el caso de bases de columnas apoyadas sobre pedestales de tamaño común
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B) Potencial mejora genérica. (Peña, 2017)
Si bien pueden existir variadas maneras de resolver los problemas descritos, la Figura 6muestra que al menos una de ellas resulta posible. A la izquierda se muestra el detalle de un anclaje actual típico, en el que la sujeción del perno se realiza en base a atiesadores de carga y placa de silla. A la derecha se muestra el detalle de una potencial mejora genérica. En este caso se incorporan los siguientes elementos en relación con el primer caso: contratuerca y golilla bajo la placa de silla, placas restrictoras de pandeo, y empalme mecánico en extremo inferior de la longitud expuesta. La incorporación de estos elementos busca mejorar los ciclos de histéresis que el anclaje tradicional puede proveer, mediante el trabajo en compresión de los pernos de anclaje. El diseño tanto de la placa de silla como de los atiesadores no experimentaría cambios, ya que la capacidad que puede desarrollar el perno en compresión no debería superar (significativamente) a la generada en tracción.
La incorporación del empalme mecánico (producto comercial) en la posición mostrada sólo busca garantizar la posibilidad de recambio del vástago superior sin influir necesariamente en la longitud expuesta disponible, resolviendo así el problema práctico. Notar que este tipo de soluciones permite que el vástago de sujeción se construya con un material más resistente que el superior, abriendo la posibilidad de utilizar elementos fusibles o de recambio de diferentes materiales, incluso en una misma base de columna.
Alternativa conceptual general para perno de anclaje recambiable
A modo de resumen, podría decirse que, si bien los beneficios del uso de pernos de anclajes dúctiles/fusibles no han sido formalmente cuantificados de manera que sea posible incorporar de manera explícita su influencia en el diseño sísmico nacional, es claro que ejecutando un “diseño adecuado”, los efectos reportados luego de eventos severos parecen representar ventajas de comportamiento.
No obstante, como todo fusible estructural, la necesidad de un potencial recambio resulta evidente, y el detallamiento debería reconocer este hecho.
La Figura 7, muestra un detalle conceptual que busca resolver de manera simple los problemas que se han discutido en las páginas anteriores.
Fig. 7 Detalle conceptual Perno de Anclaje con vástago recambiable (Peña, 2017).
Las ventajas potenciales del detalle mostrado, en el caso de usar vástagos de recambio fabricados con metales ensayados y de propiedades conocidas (acero, cobre, etc.), pueden ser las siguientes:
1) Separación clara entre piezas insertas y piezas removibles/reemplazables.
2) Pieza de recambio fácil de remover.
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3) Repuesto simple de instalar. 4) Repuestos intercambiables entre diámetros iguales y ajustables en terreno. 5) Posibilidad de reparación “temporal” simple frente a fallas. 6) Certificación de propiedades para el diseño de la pieza de recambio. 7) Capacidad de disipación de energía y giros/alargamientos asociados de la base conocidos. 8) Posibilidad de mejora de material en pieza de recambio ante fallas. 9) Posibilidad de mejora de material en pieza de recambio como upgrade funcional. 10) Posibilidad de generar trabajo en compresión mediante corrección simple.
Alternativas comerciales actuales para pernos de anclaje recambiables y sus certificaciones De acuerdo con la experiencia nacional, una de las prácticas frecuentes tiene que ver con el reemplazo de pernos de anclajes embebidos o preinstalados por sistemas de inyección post instalados como anclajes químicos. Las razones son diversas, productividad, olvido de instalación de los sistemas, no calce de equipo a montar con las barras embebidas o como menciona anteriormente este artículo, el recambio por fluencia del acero posterior a un evento sísmico. Como alternativa a lo expuesto en el modelo conceptual de perno de anclaje con vástago (Peña 2017), se pueden evaluar sistemas de anclajes químicos post instalados que existen en el mercado. Es importante mencionar, que las alternativas que se pueden encontrar apuntan principalmente a solucionar en terreno temas como la facilidad de instalación, seguridad y productividad, por esta razón se aborda el análisis de sistemas de anclajes post instalados.
Es relevante poder resguardar en las etapas de diseño de la ingeniería, que se busquen alternativas con la calificación de estos sistemas de acuerdo con ACI 318 (ACI 355.4 para anclajes químicos, mencionado en el capítulo 9 de la nueva versión de NCh 2369), con el fin de cumplir con los requerimientos de ensayos para las condiciones símicas de diseño. Se propone un inserto corrugado (inserto con hilo) que sería el empalme mecánico, instalado en el hormigón con inyección química y una barra de anclaje ajustable que podría o debiese ser de calidad A36 (barra recambiable) para cumplir con el 20% de elongación.
Como lo muestra la Figura 8, se pueden encontrar en el mercado, insertos corrugados con hilos internos que son capaces de conectar con una barra con hilo, la cual puede ser recambiada si la proyección fluye durante un evento sísmico. El inserto corrugado, quedaría permanente en el hormigón dada la adherencia que genera con el producto químico.
Fig. 8 Propuesta Comercial para perno recambiable, sistema calificado ACI 355.4 ESR-3814
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El Sistema de Anclaje Adhesivo seleccionado debe resistir cargas estáticas, de viento, y sísmicas (Categorías de Diseño Sísmico A hasta la F) de tracción y de corte en hormigón de densidad normal fisurado y no fisurado, con una resistencia a la compresión especificada, ƒ′c, de 2,500 psi a 8,500 psi (17.2 MPa a 58.6 MPa) se requiere un mínimo de 24 MPa.
Esta información detallada se puede encontrar en los reportes de evaluación ICC-ES de los sistemas de anclajes post instalados, por ejemplo, el documento ESR-3814 reporte de evaluación ICC-ES, corresponde a la calificación del sistema de anclaje químico HIT-RE-500-V3 de la empresa Hilti, uno de los más usados y conocidos a nivel nacional, más el inserto HIS-N (propuesto como alternativa comercial, con capacidad de hilo interno hasta ¾” – 10 UNC). Toda esta información y cálculo debe ser validado por el ingeniero a cargo del diseño del proyecto.
Como antecedente final, se plantea información relevante que también puede ser objeto de investigación experimental basada en la forma de realizar la conformación de los hilos a las barras de anclajes.
Un estudio realizado por ASTM publicado en Journal of ASTM International, Vol. 4, No. 2 Paper ID JAI100490, disponible en www.astm.org y fraccionado en 4 documentos distintos, analiza el crecimiento de grietas por fatiga en pernos (barras hiladas) en la industria aeroespacial.
1La parte II de estos documentos se enfoca en analizar el estado tensional del material que incide en la resistencia de los pernos. Este estudio es interesante debido a que podemos conocer información relevante para la falla por fatiga de un acero roscado, que, para el caso de la ingeniería estructural, sería un perno de anclaje.
Uno de los objetivos de esta investigación era conocer el material y el estado de tensiones en el hilo, ya que con esta información es posible conocer la resistencia cíclica del acero roscado. El segundo objetivo era determinar la resistencia a la fatiga del hilo de un perno aeroespacial con tuerca (similar a un perno de anclaje), de un acero en condiciones de fatiga por tracción.
Cabe mencionar que las dos formas más utilizadas para realizar hilos al acero para pernos de anclaje o pernos roscados son la remoción de viruta (Cut Threads) y el laminado en frío (Rolled Thread).
Los pernos aeroespaciales se roscan con rodillos (Rolled Therads); por lo tanto, la caracterización del estado de tensión residual y la microestructura dentro de la raíz del hilo de estos pernos es importante para el análisis de la resistencia a la fatiga.
En el mercado nacional, generalmente la fabricación de hilo se realiza por remoción de viruta (Cut Threads) con tornos en maestranza, a nivel local a menos Hilti provee sus pernos de anclajes con el método utilizado en la industria aeroespacial (Rolles Threads).
Dentro de las conclusiones de este estudio, menciona qué:
- El proceso de laminación en frío del hilo (Rolled Threads) deja un acabado superficial liso y continuo, libre de rayas e irregularidades. Ambas características mejoran la vida útil y la resistencia a la iniciación de grietas en el hilo de los pernos con respecto a otros métodos de fabricación.
1 Journal of ASTM International, Vol. 4, No. 2 Paper ID JAI100490 Available online at www.astm.org
Kirk W. Olsen,1 Clare M. Rimnac,2 Douglas W. Ferrell,1 and Carl E. Garrett1
Fatigue Crack Growth Analyses of Aerospace Threaded Fasteners—Part II: Material/Stress State and Bolt Strength
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Fig.9 – Métodos fabricación de hilos en pernos de anclajes.
- Los métodos de conformación del hilo afectan significativamente la vida útil del perno a la fatiga. Se podría plantear la hipótesis en base a este estudio, que puede existir una correlación de falla prematura en esfuerzo de tracción de un perno de anclaje, dependiendo del método de fabricación de su hilo. Como recomendación basada en experiencia podríamos tomar la precaución de:
• Preferir aceros para pernos de anclajes bajo norma de fabricación ASTM F1554 con proceso de fabricación de hilos laminados en frío (rolled threads) para aplicaciones estructurales y sísmicas.
• Ser rigurosos con la procedencia, normas y sistemas de fabricación de varillas o pernos de anclaje que se pueden encontrar en proyectos y en el mercado nacional.
En resumen, al momento de escoger una solución comercial que pueda cumplir con el objetivo de hacer pernos de anclaje recambiables, asegurarse de que el sistema cuente con la calificación de ACI 355.4 y monitorear el proceso de fabricación del hilo del perno o varilla de anclaje, con esto podemos asegurar el correcto comportamiento como “fusible sísmico” del dispositivo.
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