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INSTITUTO DE LA CONSTRUCCIÓN ANTEPROYECTO DE NORMA Documento Propuesta Diseño Sísmico de Estructuras e Instalaciones Industriales página 1 de 224 _______________________________________________________________________________ ANTEPROYECTO DE NORMA: ACTUALIZACIÓN NCh 2369 _______________________________________________________________________________ Diseño sísmico de estructuras e instalaciones industriales PREÁMBULO El presente documento denominado Anteproyecto de Norma: Actualización de la NCh2369 - Diseño Sísmico de Estructuras e Instalaciones Industriales” fue desarrollado por un Comité Técnico convocado por el Instituto de la Construcción en el marco del Convenio de Colaboración suscrito entre el Ministerio de Vivienda y Urbanismo y el Instituto de la Construcción y aprobado por Resolución Exenta N° 5622 de fecha 10 de septiembre de 2014. El comité sesionó entre los meses de noviembre de 2014 y marzo de 2017 efectuando un total de 53 reuniones. Participaron en el comité, con una asistencia superior al 50%, las siguientes personas e instituciones: Nombre Institución Alberto Sáez S y S Ingenieros Consultores Ltda. André Coté SIRVE S.A. Ángela Bahamondes SIRVE S.A. Augusto Holmberg Instituto del Cemento y del Hormigón de Chile ICH Carlos Peña L. Independiente Claudia Fuentes T. Instituto de la Construcción (Secretaria Técnica) Claudio Cid Preansa Cristian Urzúa A. JRI Ingeniería S.A. Dania Valdivia B. EQCO David Campusano B. Albro Ing. Elizabeth Parra Bechtel Chile Ltda. Ernesto Cruz Z. EQCO Hugo Baesler PMI Energy Services Joel Prieto V. Ministerio de Vivienda y Urbanismo

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Diseño Sísmico de Estructuras e Instalaciones Industriales

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ANTEPROYECTO DE NORMA: ACTUALIZACIÓN NCh 2369 _______________________________________________________________________________

Diseño sísmico de estructuras e instalaciones industriales PREÁMBULO

El presente documento denominado “Anteproyecto de Norma: Actualización de la NCh2369 - Diseño Sísmico de Estructuras e Instalaciones Industriales” fue desarrollado por un Comité Técnico convocado por el Instituto de la Construcción en el marco del Convenio de Colaboración suscrito entre el Ministerio de Vivienda y Urbanismo y el Instituto de la Construcción y aprobado por Resolución Exenta N° 5622 de fecha 10 de septiembre de 2014. El comité sesionó entre los meses de noviembre de 2014 y marzo de 2017 efectuando un total de 53 reuniones.

Participaron en el comité, con una asistencia superior al 50%, las siguientes personas e instituciones:

Nombre Institución

Alberto Sáez S y S Ingenieros Consultores Ltda.

André Coté SIRVE S.A.

Ángela Bahamondes SIRVE S.A.

Augusto Holmberg Instituto del Cemento y del Hormigón de Chile ICH

Carlos Peña L. Independiente

Claudia Fuentes T. Instituto de la Construcción (Secretaria Técnica)

Claudio Cid Preansa

Cristian Urzúa A. JRI Ingeniería S.A.

Dania Valdivia B. EQCO

David Campusano B. Albro Ing.

Elizabeth Parra Bechtel Chile Ltda.

Ernesto Cruz Z. EQCO

Hugo Baesler PMI Energy Services

Joel Prieto V. Ministerio de Vivienda y Urbanismo

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Nombre Institución

Jorge Marambio Marambio Ing. Ltda.

José Manuel González Visors Generación S.A.

José Solorza Independiente

Kenneth Lennon HLINGENIERIA

Magno Mery Poch y Asociados

Marcela Aravena Integral Ingeniería

Miguel Leal Sigdo Koppers

Patricio Pineda PPN Ingeniería

Pedro Hidalgo O. WorleyParsons (Presidente)

Rafael Riddell Pontificia Universidad Católica de Chile

Ramón Montecinos Independiente

Ramón Verdugo Independiente

Raúl Campos RCQ Ingeniería Estructural

Roberto Alarcon JRI Ingeniería S.A.

Rodolfo Saragoni S y S Ingenieros Consultores S.A.

Sergio Contreras Colegio de Ingenieros

Vladimir Urzúa Ingeconstruc Ltda.

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Tabla de contenidos

PREÁMBULO 1 Capítulo 1: Alcance y campo de aplicación

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Capítulo 2: Referencias normativas 7 Capítulo 3: Términos, definiciones y simbología. 9

3.1 Términos y definiciones 9 3.2 Simbología 11 Capítulo 4: Disposiciones de aplicación general. 14

4.1 Principios e Hipótesis básicos 14 4.2 Formas de especificar la acción sísmica 16 4.3 Clasificación de estructuras y equipos según su importancia 17 4.4 Coordinación con otras normas 18 4.5 Combinaciones de cargas 18 4.6 Proyecto y revisión del diseño sísmico 20 4.7 Disposición general sobre la aplicación de esta norma. 21 Capítulo 5: Análisis sísmico. 22

5.1 Disposiciones generales 22 5.2 Métodos de análisis 23 5.3 Análisis elástico estático. 25 5.4 Análisis elástico dinámico 31 5.5 Acción sísmica vertical 33 5.6 Equipos robustos y rígidos apoyados en el suelo 34 5.7 Diseño por desplazamientos diferenciales horizontales 35 5.8 Análisis especiales 36 5.9 Estructuras con aislación sísmica o disipadores de energía 39 5.10 Otras estructuras no específicamente referidas en esta norma 42 Capítulo 6: Deformaciones sísmicas. 55

6.1 Cálculo de deformaciones 55 6.2 Separación entre estructuras 55 6.3 Deformaciones sísmicas máximas 56 6.4 Efecto P-Delta 57 Capítulo 7: Elementos secundarios y equipos montados sobre estructuras. 58

7.1 Alcance 58 7.2 Fuerzas para el diseño sísmico 58 7.3 Fuerzas para el diseño de anclajes 60 7.4 Sistemas de corte automático 61 Capítulo 8: Disposiciones para estructuras de acero. 62

8.1 Disposiciones generales 62 8.2 Materiales 63 8.3 Requisitos generales para el diseño 65 8.4 Requisitos generales para conexiones 67 8.5 Anclajes 69 8.6 Marcos arriostrados concéntricamente (MAC) 72 8.7 Marcos rígidos 76 8.8 Sistemas arriostrados horizontales (diafragmas) 79

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Capítulo 9: Disposiciones especiales para estructuras de hormigón armado de hormigón. 84 9.1 Estructuras de hormigón armado 84 9.2 Estructuras prefabricadas de hormigón 86 9.3 Naves industriales compuestas por columnas en voladizo 97

Capítulo 10: Disposiciones para fundaciones 101 10.1 Fundaciones Superficiales 101

10.2 Fundaciones Profundas 109 Capítulo 11: Estanques 111

11.1 Estanques verticales de acero apoyados en el suelo 111 11.2 Estanques de Hormigón armado Enterrados y Superficiales 119 11.3 Estanques elevados 122

Capítulo 12: Chimeneas industriales y recipientes de proceso 129 12.1 Chimeneas industriales 129 12.2 Recipientes de proceso 134

Capítulo 13: Estructuras marítimo-portuarias de tipo muelle transparente 140 Capítulo 14: Sistemas de generación y transmisión de energía eléctrica. 153

14.1 Alcance 153 14.2 Filosofía 154 14.3 Definiciones 155 14.4 Clasificación de Sistemas, Equipos, Estructuras de soporte y Estructuras

relacionadas: 157 14.5 Factor de Importancia 158 14.6 Definición de la Solicitación Sísmica 158 14.7 Análisis Sísmico 160 14.8 Combinaciones de Carga: 162 14.9 Disposiciones de Serviciabilidad 163

14.10 Sistemas de Anclaje 163 14.11 Requisitos para Centrales de Generación Termo-Eléctrica 164 14.12 Parques Eólicos 180 14.13 Requisitos Centrales de Generación con Torre de Concentración Solar 191 14.14 Instalaciones del Sistema de Transmisión 192 Capítulo 15: Estructuras específicas 202

15.1 Galpones industriales 202 15.2 Naves de acero livianas 204 15.3 Edificios industriales de varios pisos 207 15.4 Grandes equipos suspendidos 207 15.5 Cañerías y ductos 208 15.6 Grandes equipos móviles 208 15.7 Hornos y secadores rotatorios 209 15.8 Estructuras de albañilería refractaria 210 15.9 Estructuras y equipos menores 210 15.10 Estructuras de madera 211 15.11 Estanterías de Almacenamiento 211

Anexo A - Normativo Detalles típicos 212 Anexo B (Incluido en 8.1. Debe trasladarse a continuación de Anexo A) 65 Anexo CP-1 (Incluido en 9.2.2.6. Debe transformarse en Anexo C) 95 BIBLIOGRAFÍA

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FIGURAS: 5.3.1 Diagrama Flexible 27 5.1 a) Zonificación sísmica de las Regiones I, II y III 51 5.1 b) Zonificación sísmica de las Regiones IV, V, VI, VII, VIII, IX, X y Región

Metropolitana 52 5.1 c) Zonificación sísmica de las Regiones XI y XII 53 5.2 54 CP-1.1 Fundación en caja de empotramiento o cáliz. 95

8.1 Ejemplos para relaciones ancho/espesor de Tabla 8.1 (Anchos planos h y b según definiciones de términos en 3.2) 83

10.1 Definición de fundación superficial 101 10.2 Fundaciones superficiales típicas 101 10.3 Dimensiones B y L, fundación rígida superficial 106 10.4 Asentamiento diferencial 107 10.5 Masas Hidrodinámicas 124 A.1 Base de columnas 212 A.2 Arriostramientos de techo 212 A.3 Detalle portagrúas y columnas 213 A.4 Arriostramiento de muro extremo 213 A.5 Unión columna a muro de albañilería 214 A.6 Equipo rígido en edificio 214 A.7 Detalles típicos de grandes equipos suspendidos, conectores sísmicos y pernos

de anclaje 215-216

A.8 Detalles típicos de grandes equipos móviles 217 A.9 Sistema rueda riel 217 A.10 Detalles típicos de grandes estanques 218 A.11 Detalles típicos de hornos y secadores rotatorios 219 A.12 Detalles típicos de albañilerías industriales 220 A.13 Detalles típicos de estructuras y equipos menores 221 TABLAS: 5.1 Zonificación sísmica por comunas para las Regiones Cuarta a Novena 43 5.2 Valor de la aceleración efectiva máxima Ao 47 5.3 Definición de los tipos de suelos de fundación 47 5.4 Valor de los parámetros que dependen del tipo de suelo 48 5.5 Razones de amortiguamiento 48 5.6 Valores máximos del factor de modificación de la respuesta 49 5.7 Valores máximos del coeficiente sísmico (Se elimina) 50 7.1 Valores máximos del factor de modificación de la respuesta para elementos

secundarios y equipos 61

8.1 Límites de la relación ancho/espesor (Ver definición de términos en 3.2 y Fig. 8.1) 81 9.1 Sistema estructural prefabricado 94 10.1 Factores de influencia 105 10.2 Distorsión angular límite ( ) 107 13.1 Factores R y para estructuras marítimo-portuarias específicas 152 14.1 (a) Parámetros de Diseño Sísmico 169 14.1 (b) Parámetros de Diseño Sísmico 177 14.2 Factor de Importancia, IE 197 14.3 Parámetros que definen el Espectro de Diseño para el caso de a0 = 0.5g 197 14.4 Factores IE, R y para el Análisis y Diseño de diferentes sistemas 198

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DISPOSICIONES NORMATIVAS

COMENTARIOS

1 Alcance y campo de aplicación 1.1 Esta norma establece requisitos exigibles para el diseño sísmico de estructuras e instalaciones industriales, ya sea livianas o pesadas. Se aplica, tanto a las estructuras propiamente tales, como a los sistemas de ductos y cañerías, a los equipos de proceso, mecánicos, eléctricos, de control e instrumentación y a sus anclajes. El campo de aplicación incluye las estructuras de bodegas y en general todos los recintos de vocación industrial. También se debe aplicar a estructuras cuyos objetivos de desempeño sísmico coincidan con los objetivos declarados en esta norma.

Esta norma no se aplica a otros tipos de estructuras tales como:

a) Estructuras cuyo único objetivo sea la

contención o soporte de suelo o roca, o cuyos esfuerzos deriven de la cinemática del suelo. Tales como: - Muros de contención - Túneles - Ductos enterrados

b) Presas y tranques de relaves.

c) Instalaciones secundarias de los recintos industriales, tales como: - Señalética - Iluminación - Cierres

d) Estructuras de vocación vial, tales como: - Puentes - Alcantarillas - Pasos a desnivel

e) Edificios de oficinas, casinos y en general, los asimilables a los de uso residencial, que se podrán diseñar de acuerdo con NCh433, cuando su desempeño sísmico no afecte otras áreas de la industria.

f) Centrales de generación de energía por procesos diferentes a los incluidos en esta norma.

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2 Referencias normativas Este listado es el de la versión 2003 de la norma. Requiere ser actualizado en el Comité INN.

Los documentos normativos siguientes contienen disposiciones que, a través de referencias en el texto de la norma, constituyen requisitos de la norma. A la fecha de publicación de esta norma estaba vigente la edición que se indica a continuación. Todas las normas están sujetas a revisión y a las partes que deban tomar acuerdos, basados en esta norma, se les recomienda investigar la posibilidad de aplicar las ediciones más recientes de las normas que se incluyen a continuación. NOTA - El Instituto Nacional de Normalización mantiene un registro de las normas nacionales e internacionales vigentes.

NCh203 Acero para uso estructural - Requisitos. NCh433 Diseño sísmico de edificios. NCh1159 Acero estructural de alta resistencia y baja aleación para

construcción. NCh1537 Diseño estructural de edificios - Cargas permanentes y sobrecargas de

uso. NCh2745 Análisis y diseño de edificios con aislación sísmica. ACI 318 Building Code Requirements for Structural Concrete, 1999. ACI 350.3 Practice for the Seismic Design of Liquid Containing Structures. AISC1989 Specifications for Structural Steel Buildings, Allowable Stress

Design. AISC 1999 Seismic Provisions for Structural Steel Buildings - Part 1: Structural

Steel Buildings. AISC 1999 Load and Resistance Factor Design Specifications for Structural

Steel Buildings. AISI 1996 Specifications for the Design of Cold Formed Steel Structural

Members. Normas AISC y AISI deben ser actualizadas por el subcomité que estudió el capítulo 8.

API 620 Design and Construction of Large, Welded, Low-Pressure Storage Tanks.

API 650 Welded Steel Tanks for Oil Storage. AWWA-D 100 Standard for Welded Steel Tanks for Water Storage. AWWA-D 110 Wire and Strand Wound Circular, Prestressed Concrete Water

Tanks. AWWA-D 115 Circular Prestressed Concrete Water Tanks with Circumferential

Tendons. UBC 97 Uniform Building Code, 1997. Seismic Design of Storage Tanks, Recommendations of a Study

Group of the New Zealand National Society for Earthquake Engineering, 1986.

NZS 4203 General Structural Design and Design Loadings for Buildings, 1992. ASTM A 6/6M-98 Specification for General Requirements for Rolled Structural Steel

Bars, Plates, Shapes, and Sheet Piling. ASTM A 36/A36M-97a Specification for Carbon Structural Steel. ASTM A 242/A242M-97 Specification for High-Strength Low-Alloy Structural Steel. ASTM A 325-97 Specification for High-Strength Bolts for Structural Steel Joints.

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ASTM A 490-97 Specification for Heat-Treated Steel Structural Bolts, 150 ksi Minimum Tensile Strength.

ASTM A 500-98 Specification for Cold-Formed Welded and Seamless Carbon Steel Structural Tubing in Rounds and Shapes.

ASTM A 501-98 Specification for Hot-Formed Welded and Seamless Carbon Steel Structural Tubing.

ASTM A 502-93 Specification for Steel Structural Rivets. ASTM A 572/A572M-97c Specification for High-Strength Low-Alloy Columbium-Vanadium

Structural Steel. ASTM A 588/A588M-97a Specification for High-Strength Low-Alloy Structural Steel with 50 ksi

345 MPa Minimum Yield Point to 4 in. 100 mm Thick. ASTM A 913/913M-97 Specification for High-Strength Low-Alloy Steel Shapes of Structural

Quality, Produced by Quenching and Self-Tempering Process (QST). ASTM A 992/A992M-98 Specification for Steel for Structural Shapes for Use in Building

Framing. ANSI/AWS A5.1-91 Specification for Carbon Steel Covered Arc-Welding Electrodes. ANSI/AWS A5.5-96 Specification for Low-Alloy Steel Electrodes for Shielded Metal Arc

Welding. ANSI/AWS A5.17-89 Specification for Carbon Steel Electrodes and Fluxes for

Submerged-Arc Welding. ANSI/AWS A5.18-93 Carbon Steel Electrodes and Rods for Gas Shielded Arc Welding. ANSI/AWS A5.20-95 Specification for Carbon Steel Electrodes for Flux Cored Arc

Welding. ANSI/AWS A5.23-90 Specification for Low-Alloy Steel Electrodes and Fluxes for

Submerged Arc Welding. ANSI/AWS A5.29-80 (R 1989)

Specification for Low-Alloy Steel Electrodes for Flux-Cored Arc Welding.

NOTA - Se pueden citar las normas extranjeras que se estimen necesarias.

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3 Términos, definiciones y simbología 3.1 Términos y definiciones Este listado es el de la versión 2003 de la norma. Requiere ser actualizado en el Comité INN. Para los propósitos de esta norma, se aplican los términos y definiciones siguientes, los que complementan la terminología de NCh433.Of1996: 3.1.1 cargas permanentes (CP): acción cuya variación en el tiempo es despreciable en relación a sus valores medios o aquella para la cual la variación tiende a un límite De acuerdo con esta definición se debe incluir bajo este concepto a: - Peso propio de los elementos estructurales y terminaciones. - Peso propio de equipos fijos e instalaciones. - Contenido normal de recipientes, tolvas, correas y equipos. - Peso de ductos sin sus acumulaciones ni incrustaciones. Aislaciones. - Empujes permanentes. 3.1.2 conexión: región en la cual varios elementos prefabricados o un elemento prefabricado y un elemento moldeado en sitio se unen 3.1.3 conexión fuerte: conexión que permanece elástica mientras la zona predefinida de rótula plástica desarrolla respuesta inelástica bajo condiciones sísmicas severas 3.1.4 conexión húmeda: conexión que usa cualquiera de los métodos de empalme de las secciones 21.2.6, 21.2.7 o 21.3.2.3 de ACI 318-99 para conectar elementos prefabricados, y usa hormigón o mortero de relleno moldeado en sitio para llenar el espacio del empalme 3.1.5 conexión seca: conexión entre elementos prefabricados que no califica como conexión húmeda 3.1.6 ingeniero de proceso: ingeniero responsable de los procesos de producción, disposición general de los equipos y estructuras y procesos de operación de la industria 3.1.7 marco arriostrado: sistema estructural con diagonales. Sus elementos, vigas, columnas y diagonales, trabajan preponderadamente por esfuerzo axial 3.1.8 marcos dúctiles con elementos no estructurales dilatados: aquellos en que los elementos no estructurales están separados de las columnas de los marcos por un espacio mayor o igual a los valores .máxd definidos en la sección 6.3 3.1.9 marcos dúctiles con elementos no estructurales no dilatados: aquellos en que los elementos no estructurales están separados de las columnas de los marcos por un espacio menor a los valores .máxd definidos en la sección 6.3. En estos casos los elementos no estructurales se deben incorporar en el modelo estructural evitando en el diseño la falla de corte de las uniones viga-columna 3.1.10 marco rígido: sistema estructural en que la unión viga-columna tiene capacidad para transmitir momento flector. Su estabilidad lateral en su plano depende de la rigidez a flexión de sus elementos componentes 3.1.11 período fundamental de vibración: período del modo con mayor masa traslacional equivalente en la dirección de análisis

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3.1.12 profesional especialista: profesional con especialización reconocida en estructuras, legalmente autorizado para ejercer en Chile, con experiencia probada en diseño sismorresistente de 5 años como mínimo 3.1.13 riesgo sísmico: probabilidad que un determinado evento sísmico ocurra en una determinada zona y en un intervalo de tiempo pre-establecido 3.1.14 sobrecargas de uso (SC): acciones de naturaleza estática, variables en el tiempo que se determinan por la función y uso del edificio y sus instalaciones. Presenta variaciones frecuentes o continuas no despreciables en relación a su valor medio. De acuerdo con esta definición se debe incluir bajo este concepto a: - Cargas uniformes correspondientes al uso de pisos y plataformas y que consideran el tránsito

normal de personas, vehículos, equipos móviles menores y acumulaciones de materiales. - Incrustaciones y acumulaciones de polvos en ductos, equipos y estructuras. - Cargas de levante de grúas. - Presiones de agua o tierra no permanentes. - Presiones interiores en recipientes. - Tensiones de correas y similares. 3.1.15 sobrecargas especiales de operación (SO): acciones dinámicas provenientes del uso normal de las instalaciones De acuerdo con esta definición se debe incluir bajo este ítem a: - Impactos y cargas de origen dinámico en general, aunque se modelen como acciones estáticas

equivalentes. - Frenajes. - Acciones debidas a líquidos o gases en movimiento, por ejemplo, el golpe de ariete. 3.1.16 sobrecargas accidentales de operación (SA): acciones provenientes de fenómenos operacionales que ocurren sólo ocasionalmente durante el uso normal de las instalaciones. De acuerdo con esta definición se debe incluir bajo este ítem a: - Impactos extremos y explosiones. - Cargas de cortocircuito. - Cargas de sobrellenado de estanques y tolvas.

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3.2 Simbología Este listado es el de la versión 2003 de la norma. Requiere ser actualizado en el Comité INN. Los símbolos empleados en esta norma tienen el significado que se indica a continuación:

oA = aceleración efectiva máxima del suelo;

kA = factor de ponderación para el peso asociado al nivel, k ;

C = coeficiente sísmico para la acción sísmica horizontal;

ijC = coeficiente de acoplamiento entre los modos i y j ;

.máxC = valor máximo del coeficiente sísmico;

vC = coeficiente sísmico para la acción sísmica vertical;

CP = cargas permanentes;

D = diámetro exterior de sección circular; diámetro de estanque o recipiente de proceso;

E = módulo de elasticidad;

aF = tensión admisible por compresión;

kF = fuerza horizontal aplicada en el nivel k ;

pF = fuerza sísmica horizontal para diseñar un elemento secundario o equipo;

vF = fuerza sísmica vertical;

yF = tensión de fluencia;

fyF = tensión de fluencia en el ala del perfil metálico;

H = altura del nivel más alto sobre el nivel basal; altura total del edificio sobre el nivel basal; altura de los apoyos de puente o pasarela;

I = coeficiente relativo a la importancia, uso y riesgo de falla de una estructura o equipo;

K = coeficiente de longitud de pandeo;

pK = factor de amplificación dinámica para el diseño de un elemento secundario o equipo;

L = longitud de un elemento; luz de puente o pasarela;

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P = peso total del edificio o estructura sobre el nivel basal;

kP = peso sísmico asociado al nivel k ;

pP = peso de un elemento secundario o equipo;

oQ = esfuerzo de corte basal del edificio o estructura;

pQ = esfuerzo de corte en la base de un elemento secundario o equipo;

.mínQ = valor mínimo del esfuerzo de corte basal;

R = factor de modificación de la respuesta estructural;

1R = factor de modificación de la respuesta estructural definido en 5.3.3.2 y 5.4.5;

pR = factor de modificación de la respuesta de un elemento secundario o equipo;

S = valor resultante de la superposición modal espectral; longitud mínima de apoyo; separación entre estructuras;

aS = Aceleración espectral de diseño para acción sísmica horizontal;

vaS

, = aceleración espectral de diseño para acción sísmica vertical;

eS = momento, esfuerzo de corte o esfuerzo axial en la conexión asociados al desarrollo de la resistencia probable ( prS ) en las ubicaciones predefinidas de plastificación de la estructura,

basados en el mecanismo que controla el comportamiento inelástico;

iS = valor máximo de la contribución del modo i con su signo;

SA = sobrecarga accidental de operación;

SC = sobrecarga de uso;

SO = sobrecarga especial de operación;

iT = período de vibración del modo i ;

T = parámetro que depende del tipo de suelo;

*T = período fundamental de vibración en la dirección de análisis sísmico;

kZ = altura del nivel k , sobre el nivel basal;

a = factor de reducción de la sobrecarga;

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pa = aceleración en el nivel de apoyo de un elemento o equipo;

ka = aceleración en el nivel k de una estructura;

b = factor de amplificación o de mayoración de cargas; mitad del ancho del ala en perfileslaminados o soldados T, o doble T y TL; ancho nominal del ala en perfiles laminados Canaly Ángulos; distancia desde el borde libre del ala hasta el inicio de la curva del pliegue enperfiles formados en frío; distancia entre inicio de curvaturas interiores del ala para perfilesZ, CA y plegados; distancia desde el borde libre hasta la primera línea de conectores osoldadura, o ancho entre líneas de conectores o soldaduras para planchas;

fb = ancho del ala;

d = deformación sísmica horizontal; altura total de perfiles T laminados y soldados;

dd = deformación sísmica horizontal, calculada con solicitaciones sísmicas reducidas por el factor

R ;

.máxd

d = valor máximo admisible de d

d ;

id = deformación sísmica horizontal máxima de la estructura i ;

od = deformación debida a cargas de servicio no sísmicas;

e = espesor del ala de un perfil metálico; espesor del manto de estanques, chimeneas orecipientes de proceso;

g = aceleración de gravedad;

h = distancia libre entre alas en perfiles soldados; distancia libre entre alas menos la dimensiónde los filetes en perfiles laminados; distancia entre los conectores más cercanos en perfilesapernados; distancia en el alma entre los puntos de inicio de las curvas de los pliegues enperfiles formados en frío; altura de la estructura en un cierto nivel sobre el nivel basal; alturaentre dos puntos de una estructura ubicados sobre una misma vertical;

k = factor que influye en la limitación de la razón ancho/espesor de perfiles doble T, T, canales;

n = parámetro que depende del tipo del suelo; número de niveles;

r = radio de giro; cuociente entre los períodos asociados a dos modos de vibrar;

t = espesor del ala de un perfil metálico;

wt = espesor del alma de un perfil metálico;

= razón de amortiguamiento;

b = coeficiente de reducción de resistencia estipulado en AISC - LRFD;

r = límite de la razón ancho-espesor para no tener pandeo local;

p = límite de la razón ancho-espesor para permitir la plastificación completa de la sección.

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4 Disposiciones de aplicación general 4.1 Principios e hipótesis básicos

4.1.1 Las disposiciones de diseño de esta norma, aplicadas en conjunto con las normas de diseño específicas de cada material, están orientadas al cumplimiento de los objetivos siguientes:

a) Protección de la vida en la industria

a.1) Evitar el colapso de estructuras para sismos más severos que el sismo de diseño.

a.2) Evitar incendios, explosiones o emanaciones de gases y líquidos tóxicos.

a.3) Proteger el medio ambiente.

a.4) Asegurar la operatividad de las vías de escape durante la emergencia sísmica.

b) Continuidad de operación de la industria

b.1) Mantener los procesos y servicios esenciales.

b.2) Evitar o reducir a un tiempo mínimo la paralización de la operación de la industria.

b.3) Facilitar la inspección y reparación de los elementos dañados.

4.1.2 En general, se acepta que el análisis sísmico se base en el uso de modelos lineales de las estructuras, pero el dimensionamiento de los elementos resistentes se debe hacer por el método especificado en las normas de cada material, que puede ser de tensiones o resistencias admisibles o de cargas últimas.

4.1.3 Para cumplir el objetivo enunciado en 4.1.1, a.1), las estructuras deben tener amplia reserva de resistencia y/o ser capaces de absorber grandes cantidades de energía, más allá del límite elástico, antes de fallar. Para estos efectos el sistema estructural global debe cumplir con los requisitos siguientes:

a) Asegurar un comportamiento dúctil de los elementos resistentes y sus conexiones, para evitar fallas por inestabilidad o fragilidad, o alternativamente, asegurar el comportamiento elástico.

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b) Proveer más de una línea de resistencia para las solicitaciones sísmicas. Los sistemas sismorresistentes deben ser redundantes e hiperestáticos. Solo se puede hacer excepción a esta regla con la aprobación del profesional especialista definido en 3.1.12.

c) Disponer de sistemas simples y claramente identificables para la transmisión de los esfuerzos sísmicos a las fundaciones, evitando estructuraciones de alta asimetría, complejidad o irregularidad. Para cumplir los objetivos de continuidad de operación en la industria y los enunciados de a.2) y a.3), las estructuras, equipos y sus anclajes se deben diseñar para que durante terremotos más severos que el sismo de diseño se cumplan los requisitos siguientes, en adición a los anteriores indicados en a), b) y c):

d) Limitar las incursiones en el rango no elástico, en el caso que ellas pongan en peligro la continuidad de la operación o las operaciones de rescate.

e) Los daños se deben producir en lugares visibles y accesibles.

f) Aquellos equipos de emergencia y control, cuya operación durante la emergencia debe ser garantizada, deben estar debidamente calificados de acuerdo a normas internacionales, con la aprobación de los ingenieros de proceso y el profesional especialista.

4.1.4 Para que la estructura sismorresistente sea dúctil durante su comportamiento cíclico, de acuerdo a lo establecido en 4.1.3 a), se deben cumplir los requisitos de las cláusulas 8, 9 y 11

4.1.5 Los profesionales especialistas e ingenieros de proceso definidos en 3.1.12 y 3.1.6 establecerán, en cada proyecto, las condiciones de diseño sísmico de todas las estructuras, equipos y sus anclajes, de modo de satisfacer los objetivos indicados en 4.1.1. En particular, se deben indicar para cada estructura y equipo su clasificación sísmica, métodos de análisis, criterios, parámetros relevantes y planos ilustrativos, de lo cual se dejará constancia en las especificaciones del proyecto. El diseño sísmico de los equipos puede ser hecho por los ingenieros de los fabricantes que los proveen, pero la aprobación

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debe ser hecha por el profesional especialista definido en 4.6.2.

4.1.6 Ubicación

Para determinar la ubicación de la industria se deben considerar los riesgos ocasionados por otros fenómenos asociados a la acción sísmica, tales como amplificación topográfica, maremotos, desplazamiento de fallas y deslizamientos de tierras, licuación o densificación del suelo. Para estos efectos, se deben realizar los estudios geológicos, topográficos, de maremotos y geotécnicos que correspondan, los que deben ser efectuados por profesionales con experiencia en estas materias.

4.2 Formas de especificar la acción sísmica

La acción sísmica se debe especificar en una de las formas siguientes:

a) Mediante coeficientes sísmicos horizontales y verticales, aplicables a los pesos de las diversas partes en que se ha considerado dividido el sistema para su análisis, según lo establecido en 5.3, 5.5 y 5.6.

b) Mediante espectros de respuesta de sistemas lineales de un grado de libertad para los movimientos de traslación horizontal y vertical del suelo de fundación, según lo establecido en 5.4 y 5.5.

c) Dando valores descriptivos del movimiento del suelo, tales como los máximos de la aceleración, velocidad y desplazamiento del suelo, tanto en dirección horizontal como vertical u otros similares, según lo establecido en 5.8.1.

d) Mediante acelerogramas reales o sintéticos debidamente formulados para los movimientos horizontal y vertical del suelo de fundación, según lo establecido en 5.8.2.

Al hacer uso de una de las alternativas a) o b) se debe respetar lo dispuesto en 4.1 de NCh433, sobre zonificación sísmica del territorio nacional (Figura 5.1 y Tabla 5.1), y los efectos del suelo de fundación

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(Tabla 5.3) y de la topografía en las características del movimiento sísmico.

El uso de las alternativas c) o d) se debe basar en los resultados de estudios de peligro sísmico, en los cuales se consideren la sismicidad regional y local, las condiciones geológicas, geotécnicas y topográficas y las consecuencias directas e indirectas de las fallas de las estructuras y equipos. En todo caso se debe cumplir con lo especificado en 5.8.1 y 5.8.2.

Si se sospecha de la existencia de efectos de campo cercano, se debe hacer un análisis especial que los considere.

4.3 Clasificación de estructuras y equipos según su importancia

4.3.1Clasificación

Para los efectos de la aplicación de esta norma, las estructuras y equipos se clasifican en categorías según su importancia, como sigue:

Categoría C1. Obras críticas, por cualquiera de las razones siguientes:

a) Vitales, que se deben mantener en funcionamiento para controlar incendios o explosiones y daño al medio ambiente, y atender las necesidades de salud y primeros auxilios a los afectados.

b) Peligrosas, cuya falla involucra riesgo de incendio, explosión o envenenamiento del aire o aguas.

c) Esenciales, cuya falla puede causar detenciones prolongadas y pérdidas serias de producción.

Categoría C2. Obras normales, que pueden tener fallas menores susceptibles de reparación rápida que no causan detenciones prolongadas ni pérdidas importantes de producción y que tampoco pueden poner en peligro otras obras de la categoría C1.

Categoría C3. Obras y equipos menores, o provisionales, cuya falla sísmica no ocasiona detenciones prolongadas, ni tampoco puede poner en peligro otras obras de categorías C1 y C2.

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4.3.2 Coeficientes de importancia

A cada categoría le corresponde un coeficiente de importancia I, cuyo valor es el siguiente: C1 I = 1,20 C2 I = 1,00 C3 I = 0,80

4.4 Coordinación con otras normas

4.4.1 Normas chilenas

Las disposiciones de esta norma se deben aplicar en conjunto con lo dispuesto en otras normas de carga o diseño para cada material, de acuerdo a lo establecido en 5.3 de NCh433

4.4.2 Normas extranjeras

Para el caso de cargas o materiales no contemplados en 5.2 y 5.3 de NCh433 se deben usar normas o criterios de uso internacionalmente reconocido aceptados por el profesional especialista que aprueba el proyecto (ver 4.6.2).

En todo caso, dichas normas y criterios deben cumplir los principios e hipótesis básicos indicados en 4.1 de esta norma.

4.5 Combinaciones de cargas

La combinación de las solicitaciones sísmicas con las cargas permanentes y los distintos tipos de sobrecargas se debe hacer usando las reglas de superposición incluidas en los puntos 9.1 y 9.2 de la norma NCh3171, con los complementos que se indican a continuación:

- La carga “L” deberá ser la suma de las siguientes cargas:

L= a SC + SO + SA

En que:

SC, es la sobrecarga de uso definida para el elemento estructural, que no podrá ser inferior a la

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indicada en la norma NCh1537 para el caso en diseño.

SO y SA, son todas las cargas especiales de operación tales que: a.1) La acción SA se deriva de la ocurrencia del sismo.

a.2) Es normal esperar que al iniciarse el sismo la acción SO esté ocurriendo y no se interrumpe o detiene durante el sismo y debido a su acción.

Si el sismo genera un efecto tal que la acción SO o SA necesariamente se interrumpe al iniciarse las aceleraciones basales, no se debe considerar esa acción.

Si el sismo genera un efecto que modifica el valor de SO al iniciarse las aceleraciones basales, ese valor debe ser el considerado en la combinación.

Si diferentes SA y SO producen efectos opuestos en un mismo elemento estructural, el análisis deberá considerar las combinaciones físicamente posibles que determinen los esfuerzos mayores.

Para construir las combinaciones, se debe tener presente el carácter cíclico de la acción sísmica. a) El factor “a” que afecta la sobrecarga SC

determinada sin considerar ningún tipo de reducción, se debe tomar igual a 1,0, a menos que en conjunto con el ingeniero de proceso, se permita una reducción del valor anterior, la cual debe tomar en cuenta la probabilidad de ocurrencia simultánea de la sobrecarga con el nivel de la solicitación sísmica definido en esta norma. En todo caso, el valor de “a” tendrá como mínimo los valores que se indican a continuación:

b) Bodegas y en general zonas de acopio con baja tasa de rotación: a = 0,50.

- Zonas de uso normal, plataformas de operación: a = 0,25.

- Pasarelas de mantención y techos: a = 0.

- La carga sísmica “E” debe ser igual a cada uno de los siguientes valores:

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a) E1 = ± Sismo horizontal ± 0.30 Sismo vertical. b) E2 = ± 0,30 Sismo horizontal ± Sismo vertical. c) El sismo horizontal será el definido en el punto

5.1.2. d) El sismo vertical se considerará de acuerdo con

5.5.

En todas las combinaciones consideradas, los signos + o – para el sismo se deben aplicar de modo de obtener un efecto que se sume o reste al producido por las otras cargas, de manera de cubrir todas las alternativas críticas.

Todas las cargas deberán considerarse con sus signos, debiendo el diseñador buscar siempre las combinaciones críticas para los diferentes elementos.

Si se aprecia la necesidad de considerar varios niveles de contenido en recipientes, cañerías o estanques, el número de estas combinaciones crece para cubrir las distintas situaciones.

- La solicitación sísmica es una carga eventual que no se debe superponer a otras cargas eventuales. Para ubicaciones especiales en áreas montañosas y altas, en que puede haber normalmente viento o nieve de gran magnitud y duración, se deben hacer los estudios especiales para determinar los valores de estas cargas de coincidencia probable con el sismo de diseño.

- Es tarea del diseñador establecer la lista de las combinaciones de cargas críticas para cada elemento estructural, debiendo ellas ser siempre físicamente posibles y razonablemente probables.

- No deben aplicarse incrementos a las resistencias admisibles indicadas en las normas de los distintos materiales.

4.6 Proyecto y revisión del diseño sísmico

4.6.1 El diseño sísmico original debe ser hecho por profesionales especialistas (ver 3.1.12). Solo se exceptúan los equipos diseñados por sus proveedores en el extranjero.

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4.6.2 El diseño sísmico de todas las estructuras y de sus equipos y anclajes, sea cual sea su origen, debe ser aprobado por profesionales especialistas, distintos de los diseñadores.

4.6.3 Los planos y memorias de cálculo deben contener como mínimo las informaciones especificadas en 5.11 de NCh 433. Los planos y memorias deben ser firmados por el diseñador original indicado en 4.6.1 y por el profesional especialista indicado en 4.6.2.

Solo se exceptúan las estructuras y equipos de Categoría C3, en los que basta con la presentación de planos firmados por el diseñador original, con indicación de dimensiones y materiales de los elementos resistentes, pesos, centros de gravedad y detalles de anclaje.

4.6.4 La revisión y aprobación del diseño sísmico no libera a los diseñadores originales de su responsabilidad total respecto al cumplimiento de las normas y especificaciones.

4.7 Disposición general sobre la aplicación de esta norma.

Si el tipo de estructura está explícitamente citado en esta norma se deben usar las respectivas disposiciones de diseño. Si la estructura se puede asociar a varias clasificaciones que impliquen disposiciones de diseño diferentes, se deben usar las más exigentes.

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5 Análisis sísmico C.5 Análisis sísmico

5.1 Disposiciones generales

C.5.1 Disposiciones generales

5.1.1 Dirección de la solicitación sísmica Las estructuras deben ser analizadas, como mínimo, para las acciones sísmicas en dos direcciones horizontales aproximadamente perpendiculares. El efecto de las aceleraciones sísmicas verticales se debe considerar en todos los casos y debe ser combinado con las aceleraciones sísmicas horizontales según las combinaciones de cargas de la cláusula 4.5. Las demandas sísmicas verticales se deben determinar de acuerdo con las disposiciones de la cláusula 5.5.1.

C.5.1.1 Dirección de la solicitación sísmica El uso de solicitaciones horizontales en dos direcciones perpendiculares está sancionado por la práctica en todas las normas sísmicas.

5.1.2 Combinación de efectos de componentes horizontales del sismo Para el diseño de los elementos estructurales resistentes al sismo, en general, no es necesario combinar los efectos debidos a las dos componentes horizontales de la acción sísmica. Se puede proceder como si dichos efectos no fueran concurrentes y, en consecuencia, los elementos se pueden diseñar para el sismo actuando según cada una de las direcciones de análisis considerada separadamente. Hacen excepción a esta regla simplificatoria las estructuras que presentan notorias irregularidades torsionales o que tienen en ambas direcciones marcos rígidos con columnas comunes a dos líneas resistentes que se intersectan. En tales casos, los elementos se deben diseñar para los esfuerzos obtenidos de considerar el 100% de la solicitación sísmica que actúa en una dirección más los esfuerzos obtenidos de considerar el 30% de la solicitación sísmica actuando en la dirección ortogonal a la anterior, y viceversa. Se deben considerar los mayores esfuerzos resultantes de las dos combinaciones anteriores.

C.5.1.2 Combinación de efectos de componentes horizontales del sismo

5.1.3 Masa sísmica para el modelo estructural Para el cálculo de las fuerzas de inercia horizontales durante un sismo, las sobrecargas de operación se pueden reducir de acuerdo a su probabilidad de ocurrencia simultánea con el sismo de diseño.

C.5.1.3 Masa sísmica para el modelo estructural El sismo de diseño es un evento que se presenta una o dos veces en la vida de la industria y tiene una duración de algunos minutos como máximo. Para elegir la sobrecarga más probable en ese momento, es necesario conocer bien las necesidades de operación de la industria.

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Para calcular las acciones sísmicas horizontales y vertical, se puede despreciar la masa de la estructura ubicada bajo el nivel del suelo natural. EXCEPCIÓN: Equipos sobre fundaciones aisladas y fundaciones indicadas en el Capítulo 10. La masa sísmica para el diseño de la estructura debe ser consistente con el coeficiente de la sobrecarga considerada en la combinación de cargas. Independientemente de lo anterior, las sobrecargas de uso se pueden reducir multiplicándolas por los coeficientes siguientes: Bodegas, salas de archivo y similares 0,50 Zonas de acopio con baja tasa de rotación 0,50 Zonas de uso normal, plataformas de operación 0,25 Pasarelas de mantención y techos 0,00

Se recomienda que la sobrecarga sísmica sea determinada en conjunto por los operadores o ingenieros de proceso y el profesional especialista, y que se deje constancia de ella en los planos y memorias de cálculo. Para calcular la masa sísmica para el diseño de la estructura, se pueden despreciar las masas que queden bajo el nivel del suelo natural, siempre que la fundación se haya construido contra el terreno natural o que los rellenos instalados entre ella y el suelo natural sean adecuadamente compactados y controlados. En general, habrá tantas masas sísmicas para el diseño de la estructura (al menos 2, ver cláusula 4.5) como coeficientes de sobrecargas distintos sean considerados en las combinaciones de cargas.

5.2 Métodos de análisis

C.5.2 Métodos de análisis

5.2.1 Generalidades

C.5.2.1 Generalidades

El análisis sísmico se hará normalmente usando métodos lineales, para una acción sísmica especificada según cláusulas 4.2 a), o 4.2 b), o 4.2 c). En casos especiales, el análisis se puede basar en la respuesta no lineal, para una acción sísmica especificada según cláusula 4.2 d).

La mayoría de las normas sísmicas incluyendo NCh433, las norteamericanas y las neozelandesas se basan en espectros de respuesta elásticos de aceleraciones con 5% de amortiguamiento, valor que es representativo de edificios. Las estructuras industriales, sin embargo, tienen amortiguamientos del 2%, valor en que se ha basado la práctica chilena. El amortiguamiento del 2% fue recomendado por J.A. Blume y otros investigadores después de extensas investigaciones hechas en la Planta de Acero Huachipato después de los grandes terremotos del sur de Chile de mayo de 1960 (14).

5.2.2 Métodos lineales

C.5.2.2 Métodos lineales

Se pueden usar tres procedimientos:

- Análisis estático o de fuerzas equivalentes, solamente para estructuras de hasta 20 m de altura, siempre que su respuesta sísmica se pueda asimilar a la de un sistema de un grado de libertad.

a) Análisis estático: El análisis estático es un método aproximado teóricamente aplicable a modelos estructurales matemáticos con masas discretas distribuidas uniformemente en la altura y rigideces similares entre los diferentes niveles. La norma NCh433, cláusula 6.2.1, UBC y SEAOC tienen criterios para determinar los límites de aplicación del análisis estático en edificios, que no son aplicables a las estructuras industriales. Las recomendaciones neozelandesas limitan el análisis estático a estructuras en las cuales la masa y la

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rigidez en un nivel cualquiera tienen diferencias inferiores al 30% respecto a los niveles adyacentes. Se recomienda no aplicar el método en edificios o estructuras de altura superior a 20 m, edificios industriales de acero de más de 6 niveles o de hormigón de más 18 m de alto o estructuras que tengan una configuración irregular en planta o elevación.

- Análisis modal espectral, para cualquier tipo de estructuras.

b) Análisis modal espectral o dinámico: El análisis dinámico se aplica a las estructuras, en las cuales las hipótesis básicas de respuesta lineal, comportamiento dúctil y amortiguamiento viscosos son válidas. El análisis dinámico se puede aplicar en los casos en que no es aplicable el estático, en particular en los siguientes casos: edificios y estructuras que soportan equipos colgantes pesados, chimeneas de acero u hormigón con revestimientos refractarios y recipientes de proceso de más de 20 m de altura o relación de altura a menor dimensión transversal superior a 5.

- Métodos especiales para estructuras con comportamiento elástico, de acuerdo a lo estipulado en la cláusula 5.8.

5.2.3 Métodos no lineales

C.5.2.3 Métodos no lineales

Los métodos de análisis no lineal corresponden a uno de los métodos de análisis especiales indicados en la cláusula 5.8 que cumplen con las condiciones de análisis de respuesta en el tiempo de la cláusula 5.8.2. De acuerdo a los principios e hipótesis básicos de esta norma (cláusula 4.1), las incursiones no lineales deben ser moderadas para garantizar la continuidad de operación de la industria. El modelo no lineal debe modelar adecuadamente la capacidad resistente y el comportamiento de los elementos estructurales respaldados por ensayos de laboratorio realizados con este propósito o por estudios experimentales normalmente aceptados. La demanda de ductilidad no debe sobrepasar el límite establecido de acuerdo al daño que se permita, pero en ninguna sección debe ser mayor que ⅔ de la ductilidad local disponible. Los desplazamientos no lineales máximos calculados no deben ser reducidos y deben satisfacer los límites establecidos en la cláusula 6.3.

Los análisis no lineales se reservan para estructuras que tienen variaciones importantes respecto a las hipótesis básicas. Ejemplos típicos son los grandes equipos rodantes sujetos a levantamiento o impacto en los apoyos, las albañilerías industriales que no admiten tracciones, las estructuras con aislación basal, y similares. Las disposiciones se basan en el UBC (4) y el IBC (15). Se recomienda que, en las especificaciones de los proyectos industriales, los profesionales especialistas indiquen el método de análisis de cada estructura o equipo (ver cláusula 4.1.5).

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El modelo no lineal podrá incorporar la interacción dinámica suelo estructura, pero su influencia se limitará hasta un 75% de los resultados obtenidos por el mismo modelo no lineal, pero con base rígida. 5.3 Análisis elástico estático.

C.5.3 Análisis elástico estático

5.3.1 Modelo matemático de la estructura

C.5.3.1 Modelo matemático de la estructura

5.3.1.1 El modelo matemático de la estructura no solo debe ser capaz de representar adecuadamente la transferencia de solicitaciones desde los puntos de aplicación hacia los soportes. Además, debe ser capaz de representar las reales condiciones de borde de la estructura y de las uniones entre los elementos que la componen. Con tal objeto, deben quedar incluidos, por lo menos, todos los elementos del sistema sismorresistente, la rigidez y resistencia de aquellos elementos relevantes en la distribución de fuerzas y la correcta ubicación espacial de las masas.

5.3.1.2 En general, se debe usar un modelo tridimensional, excepto los casos en que el comportamiento se puede predecir con modelos planos.

5.3.1.3 En estructuras sin diafragmas horizontales rígidos, se debe definir un número suficiente de grados de libertad nodales asociados a masas traslacionales. Cuando sea necesario, se deben considerar además las masas rotacionales.

C.5.3.1.3 En los modelos tridimensionales cada nodo tiene 6 grados de libertad, tres traslacionales y 3 giros. La asignación de masas discretas a los nodos se efectúa en parte automáticamente por los programas de análisis, que asignan a cada uno la mitad de las masas correspondientes al peso propio de los miembros o elementos que concurren al nodo, y en parte por decisión del diseñador, que asigna a algunos o a todos los nodos del modelo masas representativas de las cargas externas o de los equipos soportados por la estructura. Los grados de libertad de cada nodo se asocian, de este modo, a las características inerciales de las masas asignadas a ellos. Normalmente, los efectos de inercia al giro de las masas de los miembros estructurales son despreciados al momento de establecer las características inerciales en éstas, considerándose sólo su inercia traslacional en las tres direcciones del espacio. El efecto global de la inercia de rotación del conjunto de masas queda, en cambio, bien representado por la distribución espacial de la masa total en una gran cantidad de nodos. Cuando la asignación de masas que el diseñador hace a algún nodo debe representar el comportamiento dinámico de un cuerpo que posee inercia al giro no despreciable, se debe asignar a esa masa una inercia rotacional correspondiente a la del cuerpo representado. Alternativamente, la representación de aquel cuerpo se puede hacer por un conjunto de masas con características puramente traslacionales, distribuidas

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y vinculadas entre sí de modo que la respuesta conjunta de todas ellas refleje las características inerciales del cuerpo representado. Todos los programas de análisis tridimensional solicitan que el diseñador especifique las características inerciales, tanto traslacionales como al giro, de las masas incorporadas en el modelo.

5.3.1.4 En estructuras con diafragmas horizontales rígidos, se puede emplear un modelo con tres grados de libertad por piso.

C.5.3.1.4 Cuando la estructura posee diafragmas rígidos, las masas correspondientes a todos los nodos vinculados por el diafragma rígido, y sus características inerciales, pueden ser agrupadas en el centro de masas y representadas por una sola masa resultante, dotada de inercia traslacional en los dos sentidos del plano del diafragma y de inercia rotacional en el mismo plano, correspondiente a la distribución de las masas dentro del diafragma. Con esta agrupación el análisis se simplifica notablemente. Sin embargo, el diafragma normalmente tiene una rigidez reducida en sentido perpendicular a su plano, por lo que los efectos del sismo vertical no quedan bien representados con la simplificación anterior; en tal caso, el sismo vertical debe ser tratado como un caso de carga independiente. Alternativamente, se puede usar la distribución de masas normal para análisis tridimensionales, y utilizar la opción de vínculo e interdependencia de los grados de libertad de los nodos del diafragma (constraint) para desplazamientos dentro del plano del diafragma; con esta opción también se reduce en términos computacionales y se puede efectuar el análisis simultáneo del sismo horizontal y vertical.

5.3.1.5 En el caso de equipos que se encuentran apoyados en o que interactúan con otras estructuras, sin ser parte del sistema sismo-resistente principal, uno de los siguientes métodos debe ser utilizado para el diseño del sistema: 5.3.1.5.1 Cuando el peso del equipo sea menor al 10% del peso sísmico total del conjunto equipo-estructura, o el periodo fundamental, T, del equipo sea menor a 0,06 s, la estructura sismo-resistente debe diseñarse de acuerdo a lo establecido en esta norma, representando el equipo como un elemento rígido con la distribución de su peso sísmico. 5.3.1.5.2 Cuando el peso del equipo sea mayor o igual al 10% del peso sísmico del conjunto equipo-estructura, y el periodo fundamental, T, del equipo sea igual o mayor a 0,06 s, la estructura sismo-resistente debe diseñarse de acuerdo a lo establecido en esta norma considerando la distribución de rigidez y peso sísmico del conjunto equipo-estructura. 5.3.1.5.3 El diseño sísmico del equipo debe ser efectuado en conformidad con el Capítulo 7.

C.5.3.1.5 Cuando los equipos soportados en una estructura poseen características de rigidez o de inercia que pueden determinar local o globalmente la respuesta de la estructura, es preciso incluir en el modelo elementos representativos del equipo, vinculados a la estructura del modo como el equipo lo estará, y dotados de características de rigidez y masa correspondientes a las del equipo real. Es el caso, por ejemplo, de los ductos de gran diámetro que se fijan a varios niveles de la estructura, o de recipientes de grandes dimensiones que se apoyan en varios marcos y/o niveles de la estructura. Del mismo modo, cuando se desea capturar la respuesta de un determinado equipo soportado por la estructura, aunque su inercia traslacional y rotacional sean pequeñas frente a las del nivel en que se ubica, se debe incluir en el modelo elementos y masas representativos del equipo, vinculados a la estructura del mismo modo que lo estará el equipo.

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5.3.1.6 Para el caso de grandes equipos colgantes, el modelo matemático debe incluir los dispositivos de suspensión e interconexión entre el equipo y la estructura soportante.

5.3.1.7 Si las características del suelo o el tipo de fundación hacen necesario considerar el efecto de la interacción suelo-estructura, se pueden usar resortes desacoplados para traslación y giro.

5.3.1.8 Los efectos de la torsión debido a variaciones de la distribución de cargas de operación, ubicación de sobrecargas y peso propio deben ser considerados en el diseño estructural.

C.5.3.1.8 Es necesario evaluar si el efecto de la torsión accidental definido en la cláusula 6.2.8 de la norma NCh433 es aplicable.

5.3.1.9 Para efectos de esta norma, los diafragmas deben clasificarse como flexibles o rígidos. Para ello se debe efectuar un análisis estructural que considere las rigideces relativas de los diafragmas y de los elementos verticales que componen el sistema sismorresistente asociado al diafragma en evaluación. Un diafragma se define como flexible cuando la máxima deformación en el plano del diafragma debido a cargas laterales es mayor a dos veces el desplazamiento de entrepiso promedio de los elementos verticales ubicados en los extremos de la planta del sistema sismorresistente (asociado al diafragma en evaluación), tal como se observa en la figura 5.3.1. En caso contrario, el diafragma se define como rígido. Las losas de hormigón armado y las losas con placa colaborante diseñadas con colaboración total, que consideren en su diseño la capacidad de transmitir los esfuerzos de corte sísmico a través de su plano, pueden ser consideradas como un diafragma rígido.

Fig. 5.3.1. – Diagrama Flexible

C.5.3.1.9 En los casos en que el diafragma clasifique como rígido y se considere en el modelo matemático como rígido, se debe tener presente que se perderá información para el diseño de los elementos de la plataforma.

El Diafragma es Flexible si MDD > 2 (DPEV)

Máxima deformación en el plano del diafragma (MDD)

Deriva promedio de los elementos verticales (DPEV)

Carga Lateral

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5.3.2 Esfuerzo de corte basal horizontal C.5.3.2 Esfuerzo de corte basal horizontal

El esfuerzo de corte horizontal en la base se debe calcular según la fórmula siguiente:

PICQo (5-1) en que: Qo: esfuerzo de corte en la base. C: coeficiente sísmico, que se define en la

cláusula 5.3.3. I: coeficiente de importancia especificado en la

cláusula 4.3.2. P: peso total del edificio sobre el nivel basal,

calculado en la forma indicada en la cláusula 5.1.3. Para estos efectos, se debe considerar como nivel basal el plano que separa la fundación de la estructura, salvo indicación en contrario del profesional especialista.

La fórmula (5-1) coincide con la de NCh433 fórmula (6-1) y tiene el mismo formato de UBC y SEAOC.

5.3.3 El coeficiente sísmico se determina de:

4,0n

*o 05,0

T'T

RgA75,2C (5-2)

en que: Ao : aceleración efectiva máxima definida en

Tabla 5.2 según la zonificación sísmica establecida en figura 5.1 y Tabla 5.1;

T', n: parámetros relativos al tipo de suelo de fundación, que se determinan de Tablas 5.3 y 5.4;

T* : período fundamental de vibración en la dirección de análisis;

R : factor de modificación de la respuesta que se establece en Tabla 5.6;

ξ : razón de amortiguamiento que se establece en Tabla 5.5;

C.5.3.3 Coeficiente sísmico horizontal La práctica chilena de diseño sísmico de industrias se basa en el espectro empírico de respuesta elástica propuesto por J.A. Blume en 1963 (14), después de analizar 16 estructuras de la Planta de Acero de Huachipato. Las estructuras eran en general chimeneas de acero, estanques de péndulo invertido y recipientes de proceso. Siete de las estructuras no tuvieron daños en los terremotos de mayo de 1960 y las nueve estructuras restantes experimentaron fallas simples, como estiramiento de pernos de anclaje y pandeo del manto. En la figura C.1 se muestra el espectro de Blume, que, de acuerdo a su autor, es confiable en el rango de períodos de 0,6 s a 1,1 s, y tiene un amortiguamiento del orden de 1% a 2%. Basándose en los estudios de Blume y su larga experiencia profesional, el profesor Rodrigo Flores Álvarez propuso los siguientes coeficientes sísmicos (16): C : para T ≤ 1s C : para T > 1s Cmáx : 0,3 para Cmin : 0,1 La norma NCh433 (3) se basa en el análisis de un número apreciable de registros de terremotos subductivos registrados en Japón y en el terremoto chileno del 3 de marzo de 1985 (17). El coeficiente sísmico elástico propuesto por NCh433, con 5% de amortiguamiento es el siguiente: Q = C∙I∙P (fórmula 6-1, NCh433)

(fórmula 6-2, NCh433)

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DISPOSICIONES NORMATIVAS COMENTARIOS

En la presente norma se propone el formato de la fórmula (6-2) con un coeficiente que permite considerar razones de amortiguamiento distintas de 5%:

La figura C.1 muestra los espectros anteriores para la Planta de Huachipato, zona 3 y suelo tipo II de Tabla 4.2 de NCh433. Se muestran también el espectro empírico de Blume y el de las normas UBC 93 y SEAOC 92. Se puede apreciar que la coincidencia es satisfactoria.

Fig. C.1. – Espectros de diseño para Huachipato

(Zona 3 - A0=0,4g - Suelo II - I = 1,0) Parámetros de suelo La clasificación y los parámetros de suelos de las Tablas 5.3 y 5.4 se han tomado de NCh433, Tablas 4.3 y 6.3. La Tabla 5.4 no incluye el parámetro S que en la norma NCh433 modifica el coeficiente sísmico máximo en función del tipo de suelo. Valores del amortiguamiento y coeficiente R Los valores del amortiguamiento y coeficiente estructural R mostrados en las Tablas 5.5 y 5.6 se han determinado de un estudio de muchos casos reales de estructuras en todo tipo de suelos y zonas sísmicas, que han estado sometidas a los grandes terremotos de 1960 y 1985, además de análisis comparativos con las normas UBC y SEAOC.

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En la figura C.2 se comparan los espectros de diseño de R. Flores (RFA) con los de esta norma para R = 2 y R = 3 y suelo tipo II. Se puede apreciar que la norma, considerando el valor mínimo, es segura y adecuada.

Fig. C.2.- Espectros de diseño para Huachipato (Zona 3 / A0=0,4g / Suelo II / I = 1,0)

5.3.3.1 El valor del coeficiente sísmico, C, no necesita ser mayor que el siguiente valor:

4,0o

máx05,0

gR1A75,2C (5-12)

C.5.3.3.1 La fórmula (5-12) fue propuesta por don Arturo Arias y a diferencia de los valores indicados en la Tabla 6.4 de la norma NCh433, no incluye el parámetro S de amplificación por el tipo de suelo.

5.3.3.2 El coeficiente sísmico, C, no debe ser menor que 0,25∙Ao/g. EXCEPCIÓN: En las cláusulas 5.10, 9.2.3.5.2 y 9.3.6, se indica un coeficiente sísmico mayor, y en la cláusula 5.9.2.7 se indica un coeficiente sísmico menor. La definición del factor R1 quedó asociada al análisis elástico dinámico (ver 5.4.5). En la discusión en comité debe discutirse que, conceptualmente, la definición del factor R1 también es válida para el análisis estático. En tal caso, la definición de R1

también debe incluirse en este párrafo, definiendo Qmin como el esfuerzo de corte basal asociado a Cmin.

C.5.3.3.1 y C.5.3.3.2 Valores límites del coeficiente sísmico A continuación, se citan los valores máximos y mínimos del coeficiente sísmico de diversas normas y de la práctica chilena, para I = 1:

Tabla C.5.1 – Valores límites coeficiente sísmico máx mín referencia Práctica chilena, industrias, zona 3 - suelo II 0,35g 0,10g

NCh433 Edificios, zona 3 0,24g 0,067g 3 UBC-SEAOC, Industrias, zona 4

0,367g 0,20g 4, 5

UBC-SEAOC, Edificios, zona 4

0,275g 0,075g 4, 5

NCh2369, zona 3 - suelo II, R - 3, - 0,03 0,34g 0,10g

Los valores de la práctica chilena están dentro del rango de las otras normas y han sido probados como efectivos en 5 terremotos mayores de magnitud entre 7,5 y 9,5 desde 1960 a 1985.

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5.3.4 Período fundamental de vibración El período fundamental de vibración T* se debe calcular por un procedimiento teórico o empírico fundamentado.

5.3.5 Distribución en altura

C.5.3.5 Distribución en altura

Las fuerzas sísmicas se deben distribuir en la altura según la fórmula siguiente:

on

1 jj

kkk Q

PA

PAF (5-3)

HZ1

HZ1A k1k

k (5-4)

en que: Fk : fuerza horizontal sísmica en el nivel k; Pk, Pj : peso sísmico en los niveles k y j; Ak : parámetro en el nivel k (k = 1 es el nivel

inferior); n : número de niveles; Qo : esfuerzo de corte basal; Zk, Zk-1 : altura sobre la base de los niveles k y k1; H : altura del nivel más alto sobre el nivel

basal del sistema sismorresistente principal.

Las fórmulas propuestas son las de la norma NCh433 (3), fórmulas (6-4) y (6-5).

5.4 Análisis elástico dinámico

5.4.1 Modelo matemático de la estructura

Se deben usar las disposiciones 5.3.1.1 a 5.3.1.9 del análisis elástico estático.

5.4.2 Espectro de diseño

C.5.4.2 Espectro de diseño

El análisis modal espectral se debe hacer para el espectro de diseño siguiente:

4,0no

a05,0

T'T

RIA75,2

S (5-5)

en que: T : período de vibración del modo considerado. El valor de Sa no debe ser mayor que I ∙ Cmáx ∙ g, en que Cmáx se determina de la fórmula (5-12).

Ver cláusula C.5.3.3.

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5.4.3 Número de modos

C.5.4.3 Número de modos

El análisis debe incluir suficientes modos de vibrar para que la suma de las masas equivalentes, en cada dirección de análisis, sea igual o superior al 90% de la masa total. Adicionalmente se deberá verificar, en el caso de que el modelo matemático incluya equipos modelados de acuerdo a la cláusula 5.3.1.5, que los modos de vibrar incluyan las frecuencias naturales de los equipos. En el caso de que esta información no esté disponible se deberá incluir los modos con frecuencias hasta 30 Hz. Se acepta el uso del método de los vectores de Ritz para obtener los modos de vibrar.

La condición de tomar suficientes modos para tener el 90% de la masa total está contenida en NCh433, UBC, SEAOC y las recomendaciones de Nueva Zelandia (3, 4, 5 y 6). Independientemente de la complejidad del modelo matemático de la estructura. Siempre se debe verificar que los modos de vibrar de la estructura sean coherentes con la estructura que se desea diseñar. Con esta verificación se persigue eliminar errores de modelación o elementos que no estén correctamente conectados.

5.4.4 Superposición modal

C.5.4.4 Superposición modal

Los esfuerzos y deformaciones sísmicas se deben calcular superponiendo los valores máximos modales por el método de la Superposición Cuadrática Completa, de acuerdo a las fórmulas siguientes:

i j jiij SSCS (5-6)

r1r4r1r1r8C 22

5,12

ij (5-7)

j

iTTr

en que: S : combinación modal; Si, Sj : valores máximos de las contribuciones

de los modos i y j; Cij : coeficiente de acoplamiento entre los

modos i y j; ξ : razón de amortiguamiento determinada

de Tabla 5.5; Ti, Tj : período de los modos i y j.

La superposición cuadrática completa y las fórmulas propuestas están tomadas de NCh433, cláusula 6.3.6.2.

5.4.5 Esfuerzo de corte basal mínimo

C.5.4.5 Esfuerzo de corte basal mínimo

Si el esfuerzo de corte basal Qo resulta menor que el valor siguiente:

Ver cláusula C.5.3.3.2.

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Pg

AI25,0Q o

mín (5-8)

todos los esfuerzos se deben multiplicar por el cuociente Qmín/Qo para los efectos de diseño. Se define el siguiente factor de modificación de la respuesta estructural, R1, como el valor que resulta de multiplicar el factor R obtenido de la Tabla 5.6, por el cuociente Qo/Qmín, siempre que Qo/Qmín sea menor o igual que 1,0. Sin embargo, para el cuociente Qo/Qmín no se debe usar un valor inferior a 0,5. En caso que este cuociente sea mayor a 1,0 se debe usar R1 igual a R. EXCEPCIÓN: En las cláusulas 5.10, 9.2.3.5.2 y 9.3.6, se indica un corte basal mínimo mayor, y en la cláusula 5.9.2.7 se indica un corte basal mínimo menor. 5.4.6 Torsión

C.5.4.6 Torsión

Los efectos de la torsión debido a variaciones de la distribución de las cargas de operación, ubicación de las sobrecargas y peso propio, deben ser considerados en el diseño estructural. Para efectos de esta norma, los diafragmas deben clasificarse como flexibles o rígidos, de acuerdo a la cláusula 5.3.1.9. En el caso que no existan antecedentes para realizar lo anterior, se debe usar la cláusula 6.3.4 de NCh433 Of. 96.

En los casos que el diafragma clasifique como rígido y se considere en el modelo como rígido, se debe tener presente que se perderá información para el diseño de los elementos de la plataforma.

5.5 Acción sísmica vertical

C.5.5 Acción sísmica vertical

5.5.1 La acción sísmica vertical se puede considerar en forma estática, aplicando un coeficiente sísmico vertical parejo, sobre todos los elementos. De este modo la fuerza sísmica vertical debe ser: Fv = ± Cv∙I∙P, en que P es la suma de las cargas permanentes y sobrecargas, I es el factor de importancia y Cv es el coeficiente sísmico vertical que se define como: El coeficiente sísmico vertical debe ser igual a ⅔∙Ao/g, excepto para los casos siguientes:

C.5.5.1 Los criterios para aplicación del sismo vertical están basados en la práctica chilena (1), las recomendaciones neozelandesas (6), la norma NCh433, cláusula 5.8.2 y las normas norteamericanas (3 y 4). Las aceleraciones verticales de ⅔ de las horizontales están prescritas en las normas citadas y se basan en registros de sismos reales.

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Para barras de suspensión de equipos colgantes y sus elementos soportantes y vigas de acero de construcción soldada, laminada o plegada, con o sin losa colaborante, ubicadas en zona sísmica 3, en las que las cargas permanentes representan más del 75% de la carga total, el coeficiente sísmico vertical debe ser igual a Ao/g. Para estructuras y elementos de hormigón precomprimido (pretensado y postensado), el coeficiente sísmico vertical debe ser igual a Ao/g. Para estructuras con aislación sísmica, se debe proceder de acuerdo a lo indicado en la cláusula 5.9. Para fines de determinar los efectos del sismo vertical no se debe considerar reducción de las sobrecargas verticales, salvo las indicadas en NCh1537 para las sobrecargas de uso. 5.5.2 Alternativamente, se puede desarrollar un análisis dinámico vertical con el siguiente espectro elástico de aceleraciones, para R=3 y ξ=0,03. Razones de amortiguamiento mayores que 0,03 se deben justificar especialmente.

4,0no

av05,0

T7.1'T

RIA925,1S (5-13)

No obstante, el valor de Sav no debe ser mayor que Smáx:

4,0o

máx05,0

RIA925,1S (5-14)

C.5.5.2 El espectro de aceleraciones vertical fue obtenido a partir del espectro horizontal utilizando el procedimiento propuesto por Bozorgnia et al. (Rubén Boroschek & Asociados Ltda. [xx]). El espectro de aceleraciones vertical reconoce las diferencias en contenido de frecuencia y amplitud entre los espectros de respuesta horizontales y verticales. La fórmula (5-13) es válida para sismos del tipo interplaca hasta 3 [s] de periodo vertical.

5.6 Equipos robustos y rígidos apoyados en el suelo

C.5.6 Equipos robustos y rígidos apoyados en el suelo

Para efectos de esta norma se clasifican como equipos robustos y rígidos aquellos que cumplan con las siguientes condiciones:

- Su periodo fundamental propio es menor que 0,06 s incluyendo el efecto del sistema de conexión a su fundación;

- No tienen componentes frágiles; - Está desacoplado mecánicamente de otros

equipos o estructuras vecinas; - Forme una unidad independiente montada

sobre una fundación apoyada directamente

Estos equipos, generalmente muy rígidos, abundan en las instalaciones industriales. La disposición se basa en las recomendaciones de la ETG-1.020 de ENDESA. Se define como equipos robustos a aquellos en los cuales, por su función, son diseñados para solicitaciones bastante mayores que las sísmicas y que no tienen componentes frágiles. Se ha considerado R=2 y ξ=0,02 para el caso en que no se cumple la condición a).

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sobre el terreno, sin interposición de una estructura soportante.

El período fundamental de vibración se debe calcular por un procedimiento teórico o empírico fundamentado o mediante estudios experimentales de vibraciones in situ o laboratorio. Estos equipos se pueden diseñar utilizando el método de análisis estático, con un coeficiente sísmico horizontal igual a 0,8∙Ao/g y un coeficiente sísmico vertical igual a ⅔∙Ao/g.

Si no se ha determinado el periodo fundamental o el equipo no cumple con a) y cumple con b), c) y d), se puede diseñar utilizando el método de análisis estático, con un coeficiente sísmico horizontal igual a 1,35∙Ao/g y un coeficiente sísmico vertical igual a ⅔∙Ao/g.

Los coeficientes sísmicos horizontal y vertical se amplificarán por 2,0 si los pernos de anclaje no cumplen con la cláusula 8.5.2.

5.7 Diseño por desplazamientos diferenciales horizontales

Para el caso de puentes o pasarelas que unen edificios, torres u otros equipos se deben proveer apoyos horizontales que permitan el desplazamiento sísmico real entre estructuras o equipos indicados en la cláusula 6.2. En ningún caso la longitud del apoyo será inferior a S, donde: S [cm] = So∙ (20 + 0,2∙L + 0,5∙H); L ≤ 60 m (5-9) en que: S : largo mínimo de apoyo (ver figura 5.2); L : luz en metros del puente o pasarela entre

apoyos; H : altura en metros de los apoyos del puente o

pasarela sobre el sello de fundación de la estructura u equipo de mayor altura.

So : tiene los siguientes valores: 1,00 para Suelo Tipo I 1,25 para Suelo Tipo II 1,50 para Suelo Tipo III 1,70 para Suelo Tipo IV

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5.8 Análisis especiales

C.5.8 Análisis especiales

Los análisis especiales se aplican a los casos en que no se cumplen las hipótesis básicas de los análisis lineales descritos en las cláusulas 5.2.2 a) y 5.2.2 b).

La norma distingue dos procedimientos básicos, el espectral y el de respuesta en el tiempo. Las hipótesis básicas están indicadas en la cláusula 4.2 de la presente norma y cláusulas 4.1 y 4.2 de la norma NCh433.Of96. El coeficiente sísmico y el espectro de diseño, definidos en cláusulas 5.3.3 y 5.4.2 respectivamente, no incluyen los efectos de la amplificación topográfica, licuación o densificación del suelo. Los valores de los coeficientes sísmicos máximos para los tipos de suelo de fundación definidos en la Tabla 5.3, suponen, que dichos suelos son de topografía y estratificación horizontal, y que las estructuras afectadas se encuentran lejos de singularidades geomorfológicas y topográficas. Los siguientes tipos de suelos están excluidos de la Tabla 5.3 y requieren de un estudio especial:

a) Suelos potencialmente licuables, entendiendo por ellos las arenas, arenas limosas o limos saturados, con Índice de Penetración Estándar N menor que 20 (normalizado a la presión efectiva de sobrecarga de 0,10 MPa);

b) Suelos susceptibles de densificación por vibración.

5.8.1 Análisis espectrales

C.5.8.1 Análisis espectrales

El análisis espectral se basa en la preparación de espectros que contemplen la no linealidad de la respuesta estructural, considerando los valores máximos de los factores sísmicos en el lugar y el tipo de suelo.

5.8.1.1 Se pueden desarrollar espectros de sitio aplicables a un determinado proyecto, tales que tomen en consideración las características e importancia de las obras a construir, las condiciones geotécnicas del sitio, la distancia a las fuentes sismogénicas, sus características, y los factores locales de amplificación o reducción de la intensidad del movimiento del suelo en función de la topografía del lugar, de los eventuales efectos de direccionalidad de las ondas, o de la configuración y constitución del subsuelo. Con este fin se pueden definir parámetros tales como los valores máximos de la aceleración, de la velocidad y del desplazamiento del suelo, y los factores de amplificación aplicables a las zonas espectrales respectivas, configurando los espectros especiales para las razones de amortiguamiento viscoso de la Tabla 5.5, o definir otros que permitan

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formulaciones semejantes a la contenida en la norma NCh433.Of96. 5.8.1.2 Para fines de diseño, la definición de los valores máximos de la aceleración, velocidad y desplazamiento deberá tener presente los antecedentes históricos que se puedan aplicar o relacionar con el sitio en estudio. Los análisis de peligro sísmico deberán ser del tipo determinístico y probabilístico para sismos con un período de retorno asociado a una probabilidad de excedencia de 10% en 50 años. En el análisis de peligro sísmico las fórmulas de atenuación usadas corresponderán a las de los valores esperados de la aceleración, velocidad o desplazamiento, correspondientes a las características de las fuentes sismogénicas consideradas en el estudio.

5.8.1.3 Se define como espectro de referencia al espectro elástico de la norma NCh2745, para el sismo de diseño (SDI), calculado para la zona sísmica y tipo de suelo del sitio del proyecto. En el caso que el tipo de suelo corresponda al tipo IV se deberá considerar un espectro de referencia debidamente fundamentado. En todos los casos se calculará el espectro de referencia para las razones de amortiguamiento viscoso de la Tabla 5.5.

C.5.8.1.3 El espectro de referencia es un espectro base utilizado para el diseño de estructuras aisladas y fue desarrollado para aceleraciones máximas del terreno de 0,4 g, 0,41 g y 0,45 g para suelos tipo I, II y III, de NCh433-1996 respectivamente; velocidades máximas de 22 cm/s, 41 cm/s y 57 cm/s, respectivamente; y desplazamientos máximos de 10 cm, 15 cm y 17 cm, respectivamente. Estos desplazamientos de terreno fueron derivados asumiendo un factor de amplificación de desplazamientos igual a 2.

5.8.1.4 Los esfuerzos de corte basales obtenidos al aplicar el espectro de sitio no deben ser menores que el 80% de los obtenidos con los métodos indicados en la cláusula 5.4. EXCEPCIÓN: No necesitan ser mayores que el 125% cuando el suelo de fundación cumple con las hipótesis básicas indicadas en la cláusula 4.2 para las alternativas 4.2 a) y 4.2 b).

C.5.8.1.4 No se incluyó un límite superior porque, en general, la cláusula 5.8 se aplica a estructuras cuyo suelo de fundación no cumple con las hipótesis básicas indicadas en la cláusula 4.2 para las alternativas 4.2 a) y 4.2 b). Se consideró como límite inferior el indicado en las normas NCh2745 y ASCE-7 para los espectros específicos de sitio. Ambas normas no incluyen un límite superior.

5.8.2 Análisis de respuesta en el tiempo

C.5.8.2 Análisis de respuesta en el tiempo

El análisis de respuesta en el tiempo se basa en un análisis paso a paso de la respuesta estructural para un mínimo de 3 registros históricos o sintéticos. Las disposiciones se basan en estudios hechos en el país considerando las disposiciones de las normas neozelandesas y norteamericanas UBC y SEAOC.

5.8.2.1 Para la realización de los análisis de respuesta en el tiempo se deberá considerar el espectro de sitio definido en la cláusula 5.8.1.1. En el caso de no existir espectros de sitio se considerará el espectro de referencia definido en la cláusula 5.8.1.3.

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5.8.2.2 Se deben seleccionar componentes horizontales y verticales de registros de aceleración del suelo de al menos tres eventos sísmicos. Los registros deben tener magnitudes, distancias a la falla, fuentes del mecanismo del sismo y tipos de suelo que sean consistentes con aquellos que controlan el sismo de diseño. Cuando no se disponga de componentes de registros reales, se pueden agregar registros artificiales que simulen estas condiciones.

5.8.2.3 Para cada par de registros horizontales se deben construir los espectros de seudo-aceleración para ξ=0,05 y se deben combinar según la raíz cuadrada de la suma de los cuadrados (SRSS). Los registros se deben modificar de manera que el promedio de los espectros de respuesta combinados con SRSS para los tres pares de registros, no resulte menor que 1,17 veces el espectro del sismo indicado en la cláusula 5.8.1 para ξ=0,05 en el rango de períodos entre 0,2 T y 1,5 T, donde T es el periodo fundamental de la estructura.

C.5.8.2.3 Este ítem busca conseguir una cierta uniformidad en la intensidad de las componentes en ambas direcciones.

5.8.2.4 Cuando se usen tres registros diferentes, se adoptarán para el diseño los valores máximos del parámetro de interés, obtenidos de aplicar cada uno de ellos. En esta definición se entiende por parámetro de interés la solicitación, fuerza axial, corte, momento de flexión o la deformación obtenida para cada miembro en particular o para la estructura considerada globalmente. Cuando se realicen siete o más análisis de respuesta en el tiempo, se podrá utilizar para el diseño el valor promedio de respuesta del parámetro de interés.

5.8.2.5 Cuando el análisis de respuesta en el tiempo sea lineal los esfuerzos resultantes en los miembros se pueden dividir por los factores R indicados en la Tabla 5.6, siempre que los desplazamientos calculados sean compatibles con los límites impuestos en la cláusula 6.3.

5.8.2.6 Los análisis de respuesta en el tiempo se deben hacer considerando las tres direcciones simultáneamente.

5.8.2.7 En los análisis de respuesta en el tiempo la razón de amortiguamiento de la estructura se debe tomar de la Tabla 5.5.

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5.8.3 Esfuerzo de corte basal mínimo Si el esfuerzo de corte basal determinado en conformidad con las cláusulas 5.8.1 o 5.8.2 resulta menor que el valor siguiente:

Pg

AI25,0Q o

mín (5-10)

Todos los esfuerzos se deben multiplicar por el cuociente Qmín/Qo para los efectos de diseño.

5.9 Estructuras con aislación sísmica o disipadores de energía

C.5.9 Estructuras con aislación sísmica o disipadores de energía

Las disposiciones para aisladores sísmicos se basan en UBC 97 con modificaciones menores. Mayores antecedentes se pueden consultar en referencia 19.

5.9.1 Consideraciones generales

5.9.1.1 Se entiende por sistemas de aislación sísmica y disipación de energía cualquier dispositivo que sea incorporado al esquema resistente de una estructura con el propósito de modificar sus propiedades dinámicas, ya sea alterando su período fundamental de vibración, aumentando su capacidad de disipación de energía o modificando la distribución de fuerzas, con el fin de mejorar su respuesta sísmica.

5.9.1.2 Las estructuras que incorporan sistemas de aislación sísmica y los sistemas de aislación sísmica propiamente tales se deben diseñar en conformidad con la norma NCh2745. Las estructuras con disipadores de energía y los sistemas de disipación de energía deben ser diseñados en conformidad con los requisitos de la cláusula 5.9.3. Las estructuras con aislación sísmica deben cumplir además con los requisitos complementarios de esta norma en lo que no contradiga las disposiciones de la norma respectiva.

5.9.1.3 El modelo matemático de la estructura física debe representar la distribución de masas y rigidez de la estructura en un nivel que sea adecuado para el cálculo de las características significativas de su respuesta dinámica. Se debe utilizar un modelo tridimensional de la superestructura que considere los desplazamientos verticales en los aisladores. El modelo debe incluir los grados de libertad verticales en el análisis dinámico para las estructuras o elementos en que la variación de la acción sísmica vertical afecte en forma significativa su

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dimensionamiento, como, por ejemplo, las estructuras o elementos en voladizo. Las razones de amortiguamiento que se usen deben ser las correspondientes a los sistemas de aislación o de disipación de energía. 5.9.1.4 El análisis y la verificación de los sistemas de aislación y disipación de energía se deben realizar mediante un análisis modal espectral o de respuesta en el tiempo o en frecuencias. El análisis modal espectral sólo se podrá utilizar si el dispositivo o aislador es susceptible de ser modelado en una forma lineal equivalente validada.

5.9.1.5 Cláusula eliminada C.5.9.1.5 Se eliminó esta cláusula porque la componente vertical se debe considerar en todos los casos (ver cláusula 5.1.1).

5.9.1.6 Las relaciones constitutivas fuerza-deformación que se consideren en el análisis para los dispositivos escogidos, deben estar debidamente fundamentadas y respaldadas por ensayos de laboratorio.

5.9.1.7 En las estructuras con aisladores la limitación a la deformación máxima que se indica en la cláusula 6.3 sólo es aplicable a la superestructura y no a la interfaz de aislación.

5.9.2 Estructuras con aisladores sísmicos

C.5.9.2 Estructuras con aisladores sísmicos

Los sistemas de aislación sísmica deben ser analizados y diseñados de acuerdo con las disposiciones de NCh2745 y las consideraciones siguientes:

5.9.2.0 En términos generales, las referencias de la norma NCh2745 a la norma NCh433 pueden ser reemplazadas por referencias a la norma NCh2369. Sin embargo, será responsabilidad del diseñador verificar caso a caso la aplicabilidad de una u otra norma.

5.9.2.1 Todas las estructuras con aislación sísmica y cada porción de las mismas se deben diseñar y construir de acuerdo con los requisitos de la norma NCh2745. Las disposiciones de NCh2369 también son obligatorias, en lo que no contradigan las disposiciones de la norma NCh2745.

5.9.2.2 Independiente de la categoría de la estructura o equipo, se deberá considerar un coeficiente de importancia I=1.0 para su diseño,

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según se indica en la cláusula 6.3 de la norma NCh2745. 5.9.2.3 Se deberá evaluar la regularidad de la distribución de masas en planta de la estructura para efectos de la aplicación de la Tabla C.3 de la norma NCh2745.

5.9.2.4 La cláusula 6.5.2-3 de la norma NCh2745 se debe reemplazar por: La superestructura tenga menos de cinco pisos o una altura menor que 20 m.

5.9.2.5 Se deberá verificar que el requisito de frecuencia vertical mínima de la estructura aislada, definido en la cláusula 7.2 de la norma NCh2745, no induce resonancia en los equipos o la estructura.

5.9.2.6 En caso de sistemas de aislación sísmica vertical no se debe considerar el límite de frecuencia vertical mínima de la cláusula 7.2 de la norma NCh2745 y se debe generar un espectro de sitio para las demandas sísmicas verticales.

5.9.2.7 Para la aplicación de la cláusula 7.4.3.2-1 de la norma NCh2745 se debe considerar un corte igual a Ao/6∙P, donde Ao corresponde al valor definido en la Tabla 5.2 de esta norma y P se determina según la cláusula 5.1.3.

5.9.2.8 Las cláusulas 7.6 y 8.8 de la norma NCh2745 se deben reemplazar por: Las deformaciones sísmicas elásticas se deben limitar a un valor menor o igual a 0,006∙h, donde h es la altura del piso o entre dos puntos ubicados sobre una misma línea vertical.

C.5.9.2.8 El límite de 0,006∙h se ajusta en el caso de estructuras con aislamiento sísmico para reducir el daño en componentes estructurales y no estructurales. Este valor se obtiene de dividir el límite de 0,015∙h actual de la norma para estructuras convencionales por un factor de modificación de la respuesta R=5 (valor máximo de la norma) y multiplicando por valor R=2 usado por la norma NCh2745 para pórticos de acero y hormigón armado.

5.9.2.9 Para el diseño de los dispositivos de aislación sísmica no es necesario considerar los efectos del sismo vertical definidos en esta norma, debiendo aplicar los requisitos de NCh2745. Para el caso de sistemas de aislación sísmica en base a péndulos friccionales, se debe considerar el espectro elástico vertical definido en el capítulo 6 de esta norma.

5.9.2.10 Las estructuras de acero que cuentan con sistemas de aislación sísmica diseñados en conformidad con NCh2745 no requieren satisfacer los requisitos de AISC 341.

Sólo requiere satisfacer AISC 360

5.9.2.11 La cláusula 10.3.2.3 de la norma NCh2745 no debe ser considerada. En su lugar se debe

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considerar los requisitos del Capítulo 6 de esta norma. 5.9.3 Estructuras con disipadores de energía

5.9.3.1 Toda estructura con sistemas de disipación de energía debe ser diseñada utilizando los espectros descritos en las cláusulas 5.4 o en 5.8 y luego verificada utilizando tres registros seleccionados de acuerdo a la metodología indicada en la cláusula 5.8.2.

5.9.3.2 El análisis sísmico de estructuras con sistemas de disipación de energía se debe llevar a cabo utilizando procedimientos de análisis dinámico que consideren adecuadamente la relación constitutiva fuerza-deformación de los dispositivos incluidos en la estructura.

5.9.3.3 Los sistemas de disipación a utilizar en una estructura deben haber sido sometidos con anterioridad a estudios experimentales que demuestren un comportamiento cíclico estable del dispositivo, así como posibles variaciones de sus propiedades con la temperatura.

5.10 Otras estructuras no específicamente referidas en esta norma

Si el esfuerzo de corte basal Qo determinado para estas estructuras resulta menor que el valor siguiente:

Pg

AI50,0Q o

mín (5-11)

todos los esfuerzos se deben multiplicar por el cuociente Qmín/Qo para los efectos de diseño. Esta disposición no se aplica a estructuras que están explícitamente citadas en la Tabla 5.6

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Tabla 5.1 – Zonificación sísmica por comunas para las Regiones Cuarta a Novena

Región Zona 3 Zona 2 Zona 1

IV

Andacollo Combarbalá Coquimbo Illapel La Higuera La Serena Los Vilos Mincha Monte Patria Ovalle Paiguano Punitaqui Río Hurtado Salamanca Vicuña

V

Algarrobo Cabildo Calera Cartagena Casablanca Catemu Concón El Quisco El Tabo Hijuelas La Cruz La Ligua Limache Llayllay Nogales Olmué Panquehue Papudo Petorca Puchuncaví Putaendo Quillota Quilpué Quintero Rinconada San Antonio San Felipe Santa María Santo Domingo Valparaíso Villa Alemana Viña del Mar Zapallar

Calle Larga Los Andes San Esteban

(continúa)

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Tabla 5.1 – Zonificación sísmica por comunas para las Regiones Cuarta a Novena (continuación)

Región Zona 3 Zona 2 Zona 1

Metropolitana

Alhué Curacaví El Monte Lampa María Pinto Melipilla San Pedro Tiltil

Buin Calera de Tango Cerrillos Cerro Navia Colina Conchalí El Bosque Estación Central Huechuraba Independencia Isla de Maipo La Cisterna La Florida La Granja La Pintana La Reina Las Condes Lo Barnechea Lo Espejo Lo Prado Macul Maipú Ñuñoa Paine Pedro Aguirre Cerda Peñaflor Peñalolén Pirque Providencia Pudahuel Puente Alto Quilicura Quinta Normal Recoleta Renca San Bernardo San Joaquín San José de Maipo San Miguel San Ramón Santiago Talagante Vitacura

(continúa)

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Tabla 5.1 – Zonificación sísmica por comunas para las Regiones Cuarta a Novena (continuación)

Región Zona 3 Zona 2 Zona 1

VI

La Estrella Las Cabras Litueche Lolol Marchigüe Navidad Palmilla Peralillo Paredones Peumo Pichidegua Pichilemu Pumanque Santa Cruz

Chépica Chimbarongo Codegua Coinco Coltauco Doñihue Graneros Machalí Malloa Mostazal Nancagua Olivar Placilla Quinta de Tilcoco Rancagua Rengo Requínoa San Fernando San Vicente de Tagua Tagua

VII

Cauquenes Chanco Constitución Curepto Empedrado Hualañé Licantén Maule Pelluhue Pencahue San Javier Talca Vichuquén

Colbún Curicó Linares Longaví Molina Parral Pelarco Rauco Retiro Río Claro Romeral Sagrada Familia San Clemente Teno Villa Alegre Yerbas Buenas

(continúa)

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Tabla 5.1 – Zonificación sísmica por comunas para las Regiones Cuarta a Novena (conclusión)

Región Zona 3 Zona 2 Zona 1

VIII

Arauco Bulnes Cabrero Cañete Chillán Cobquecura Coelemu Concepción Contulmo Coronel Curanilahue Florida Hualqui Laja Lebu Los Álamos Lota Nacimiento Negrete Ninhue Penco Portezuelo Quillón Quirihue Ranquil San Carlos San Nicolás San Rosendo Santa Juana Talcahuano Tirúa Tomé Treguaco Yumbel

Antuco Coihueco El Carmen Los Ángeles Mulchén Ñiquén Pemuco Pinto Quilaco Quilleco San Fabián San Ignacio Santa Bárbara Tucapel Yungay

IX

Angol Carahue Galvarino Los Sauces Lumaco Nueva Imperial Purén Renaico Saavedra Teodoro Schmidt Toltén Traiguén

Collipulli Cunco Curacautín Ercilla Freire Gorbea Lautaro Loncoche Perquenco Pitrufquén Temuco Victoria Vilcún Villarrica

Curarrehue Lonquimay Melipeuco Pucón

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Tabla 5.2 – Valor de la aceleración efectiva máxima Ao

Zona sísmica Ao

1 0,20 g 2 0,30 g 3 0,40 g

Tabla 5.3 – Definición de los tipos de suelos de fundación (Sólo para ser usada con Tabla 5.4)

Tipo de suelo Descripción

I Roca: Material natural, con velocidad de propagación de ondas de corte in-situ νs igual o mayor que 900 m/s, o bien, resistencia de la compresión uniaxial de probetas intactas (sin fisuras) igual o mayor que 10 MPa y RQD igual o mayor que 50%.

II

a) Suelo con νs igual o mayor que 400 m/s en los 10 m superiores, y creciente con la profundidad; o bien,

b) Grava densa, con peso unitario seco γd igual o mayor que 20 kN/m3, o índice de densidad ID(DR) (densidad relativa) igual o mayor que 75%, o grado de compactación mayor que 95% del valor Proctor Modificado; o bien,

c) Arena densa, con ID(DR) mayor que 75%, o Índice de Penetración Estándar N mayor que 40 (normalizado a la presión efectiva de sobrecarga de 0,10 MPa), o grado de compactación superior al 95% del valor Proctor Modificado; o bien,

d) Suelo cohesivo duro, con resistencia al corte drenado Su igual o mayor que 0,10 Pa (resistencia a la compresión simple qu igual o mayor que 0,20 MPa) en probetas sin fisuras.

En todos los casos, las condiciones indicadas deberán cumplirse independientemente de la posición del nivel freático y el espesor mínimo del estrato debe ser 20 m. Si el espesor sobre la roca es menor que 20 m, el suelo se clasificará como tipo I.

III

a) Arena permanentemente no saturada, con ID(DR) entre 55 y 75%, o N mayor que 20 (sin normalizar a la presión efectiva de sobrecarga de 0,10 MPa); o bien,

b) Grava o arena no saturada, con grado de compactación menor que el 95% del valor Proctor Modificado; o bien,

c) Suelo cohesivo con Su comprendido entre 0,025 y 0,10 MPa (qu entre 0,05 y 0,20 MPa) independientemente del nivel freático; o bien,

d) Arena saturada con N comprendido entre 20 y 40 (normalizado a la presión efectiva de sobrecarga de 0,10 MPa).

Espesor mínimo del estrato: 10 m. Si el espesor del estrato sobre la roca o sobre suelo correspondiente al tipo II es menor que 10 m, el suelo se clasificará como tipo II.

IV

Suelo cohesivo saturado con Su igual o menor que 0,025 MPa (qu igual o menor que 0,050 MPa). Espesor mínimo del estrato: 10 m. Si el espesor del estrato sobre suelo correspondiente a algunos de los tipos I, II o III es menor que 10 m, el suelo se clasificará como tipo III.

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Tabla 5.4 – Valor de los parámetros que dependen del tipo de suelo

Tipo de suelo T’ [s] n

I 0,20 1,00 II 0,35 1,33 III 0,62 1,80 IV 1,35 1,80

Tabla 5.5 – Razones de amortiguamiento

Sistema resistente ξ

Manto de acero soldado; chimeneas, silos, tolvas, tanques a presión, torres de proceso, cañerías, etc.

0,02

Manto de acero apernado o remachado 0,03 Marcos de acero soldados con o sin arriostramiento 0,02 Marcos de acero con uniones de terreno apernadas, con o sin arriostramiento 0,03 Estructuras de hormigón armado y albañilería 0,05 Estructuras prefabricadas de hormigón armado puramente gravitacionales 0,05 Estructuras prefabricadas de hormigón armado con uniones húmedas, no dilatadas de los elementos no estructurales e incorporados en el modelo estructural

0,05

Estructuras prefabricadas de hormigón armado con uniones húmedas dilatadas de los elementos no estructurales

0,03

Estructuras prefabricadas de hormigón armado con uniones secas, dilatadas y no dilatadas:

Con conexiones apernadas y conexiones mediante barras embebidas en mortero de relleno

0,03

Con conexiones soldadas 0,02 Otras estructuras no incluidas o asimilables a las de esta lista 0,02 NOTAS: 1) En caso que se use un análisis con interacción suelo-estructura en que resulten valores de la

razón de amortiguamiento del primer modo mayores que los indicados en estas tablas, el incremento de esta razón no podrá ser superior al 50% de los valores indicados. Los valores para los restantes modos deben ser los indicados en esta tabla.

2) En caso de duda sobre la clasificación de un sistema resistente, debe aplicarse la disposición 4.7.

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Tabla 5.6 – Valores máximos del factor de modificación de la respuesta

Sistema resistente R

1. Estructuras diseñadas para permanecer elásticas 1 2. Otras estructuras no incluidas o asimilables a las de esta lista1) 2 3. Estructuras de acero 3.1 Edificios y estructuras de marcos dúctiles de acero con elementos no

estructurales dilatados 5

3.2 Edificios y estructuras de marcos dúctiles de acero con elementos no estructurales no dilatados e incorporados en el modelo estructural

3

3.3 Edificios y estructuras de marcos arriostrados, con anclajes dúctiles 5 3.4 Edificios industriales de un piso, con o sin puente grúa, y con arriostramiento

continuo de techo 5

3.5 Edificios industriales de un piso, sin puente grúa, sin arriostramiento continuo de techo, que satisfacen 11.1.2

3

3.6 Naves de acero livianas que satisfacen las condiciones de 11.2.1 4 3.7 Estructuras de péndulo invertido2) 3 3.8 Estructuras sísmicas isostáticas 3 3.9 Estructuras de plancha o manto de acero, cuyo comportamiento sísmico está

controlado por el fenómeno de pandeo local 3

4. Estructuras de hormigón armado 4.1 Edificio de estructuras de marcos dúctiles de hormigón armado con elementos

no estructurales dilatados 5

4.2 Edificios y estructuras de marcos dúctiles de hormigón armado con elementos no estructurales no dilatados e incorporados en el modelo estructural

3

4.3 Edificios y estructuras de hormigón armado, con muros de corte 5 4.4 Edificios industriales de un piso, con o sin puente grúa, y con arriostramiento

continuo de techo 5

4.5 Edificios industriales de un piso, sin puente grúa, sin arriostramiento continuo de techo, que satisfacen 11.1.2

3

4.6 Estructuras de péndulo invertido2) 3 4.7 Estructuras sísmicas isostáticas 3 5. Estructuras de hormigón armado prefabricado 5.1 Estructuras prefabricadas puramente gravitacionales 5 5.2 Estructuras prefabricadas con uniones húmedas, no dilatadas de los elementos

no estructurales e incorporadas en el modelo estructural 3

5.3 Estructuras prefabricadas con uniones húmedas, dilatadas de los elementos no estructurales

5

5.4 Estructuras prefabricadas con uniones secas, dilatadas y no dilatadas, con: Conexiones apernadas y conexiones mediante barras embebidas en mortero de

relleno3) 4

Conexiones soldadas3) 4 5.5 Estructuras prefabricadas de péndulo invertido2) o con pilares en voladizo 3 5.6 Estructuras sísmicas isostáticas 3 6. Estructuras y edificios de albañilería 6.1 Albañilería armada de bloques con llenado total de huecos 4 6.2 Albañilería armada de bloques sin llenado total de huecos, y albañilería armada

de unidades cerámicas tipo rejilla 3

6.3 Albañilería confinada 4 (continúa)

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Tabla 5.6 – Valores máximos del factor de modificación de la respuesta

(conclusión)

Sistema resistente R 7. Estanque, recipientes, chimeneas, silos y tolvas 7.1 Chimeneas, silos y tolvas con mantos continuos hasta el suelo 3 7.2 Silos, tolvas, estanques apoyados sobre columnas, con o sin arriostramiento

entre columnas 4

7.3 Estanques de acero de eje vertical con manto continuo hasta el suelo 4 7.4 Estanques de hormigón armado de eje vertical con manto continuo hasta el suelo 3 7.5 Estanques y ductos de materiales sintéticos compuestos (FRP, GFRP y

similares) 3

7.6 Recipientes horizontales apoyados sobre cunas con anclajes dúctiles 4 8. Torres, tuberías y equipos 8.1 Torres de proceso 3 8.2 Torres de enfriamiento de madera o plástico 4 8.3 Gabinetes de control eléctrico apoyados en el suelo 3 8.4 Tuberías de acero, excepto sus conexiones 5 9. Estanterías de almacenamiento 4 NOTAS: 1) Salvo que un estudio demuestre que se puede usar un valor R distinto de 2. No son asimilables a esta

clasificación estructuras cuyo sistema resistente está explícitamente citado en esta tabla. 2) Más del 50% de la masa sobre el nivel superior. Un solo elemento resistente. 3) El valor R=4 es un límite superior. Si el valor de R es menor para el sistema estructural equivalente de

hormigón armado, se debe usar dicho valor menor. 4) En caso de duda sobre la clasificación de un sistema resistente, debe aplicarse la cláusula 4.7.

Tabla 5.7 – (Eliminada)

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Fig. 5.1 a) - Zonificación sísmica de las regiones I, II y III

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Fig. 5.1 b) – Zonificación sísmica de las regiones IV, V, VI, VII, VIII, IX, X y RM.

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Fig. 5.1 c) – Zonificación sísmica de las regiones XI y XII.

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Fig. 5.2

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DISPOSICIONES NORMATIVAS COMENTARIOS

6 Deformaciones sísmicas

C.6 Deformaciones sísmicas

6.1 Cálculo de deformaciones

C.6.1 Cálculo de deformaciones

Las deformaciones se deben determinar de:

d0 ddd (6-1) en que: d : deformación sísmica; d0 : deformación debida a cargas de servicio no

sísmicas; dd : deformación calculada con el espectro

elástico de la norma NCh2745, para el sismo de diseño (SDI), o mediante análisis de respuesta en el tiempo, de acuerdo a las cláusulas 5.8.1 y 5.8.2, respectivamente.

EXCEPCIÓN: Para el suelo tipo IV se debe desarrollar un espectro de sitio de acuerdo a la cláusula 5.8.1.1. El espectro vertical, para efectos de determinar las deformaciones, se debe obtener a partir del espectro horizontal de la norma NCh2745 utilizando la fórmula (6-9) para una razón de amortiguamiento igual a 0,03. Razones de amortiguamiento mayores que 0,03 se deben justificar especialmente.

)T(S7,0)T(S HaHVaV (6-9) En que:

7,1T

T HV

SaV = espectro de aceleración vertical, derivado a partir del espectro de aceleración horizontal;

SaH = espectro de aceleración horizontal;

El espectro de diseño de la norma NCh2745 está definido para una razón de amortiguamiento igual a 0,05. El espectro de diseño para una razón de amortiguamiento, ξ, igual a 0,02, se obtiene dividiendo por el factor de corrección por amortiguamiento indicado en la Figura C6.1. Para valores de ξ entre 0,02 y 0,05 se debe usar interpolación lineal para obtener el valor de f.

Fig. C6.1.- Factor Corrección por Amortiguamiento

Los periodos Ta y Tb se obtienen de la Tabla 6 de la norma NCh2745. El espectro de aceleraciones vertical fue obtenido a partir del espectro horizontal utilizando el procedimiento propuesto por Bozorgnia et al. (Rubén Boroschek & Asociados Ltda. [xx]). El espectro de aceleraciones vertical reconoce las diferencias en contenido de frecuencia y amplitud entre los espectros de respuesta horizontales y verticales. La fórmula (6-9) es válida para sismos del tipo interplaca hasta 3 [s] de periodo vertical.

6.2 Separación entre estructuras

C.6.2 Separación entre estructuras

6.2.1 Con el objeto de evitar choques entre estructuras adyacentes, la separación entre ellas debe ser superior al más alto de los valores siguientes:

j0i02

dj2

di ddddS (6-2)

ji hh002,0S (6-3) mm30S

C.6.2.1 La separación s=d1+d2, contenida en las recomendaciones de Nueva Zelandia (6), es conservadora porque d1 y d2 no ocurren generalmente en el mismo instante. En la práctica chilena se ha usado principalmente la fórmula (C.6-1), que es más probable, pero no tiene un margen de seguridad. Los valores 0,004∙h y 30 mm han sido de aplicación normal en el país.

22

21 ddS (C.6-1)

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DISPOSICIONES NORMATIVAS COMENTARIOS

en que: ddi, ddj : deformaciones de las estructuras i y j,

calculadas según cláusula 6.1; hi, hj : alturas en el nivel considerado, de las

estructuras i y j medidas desde sus respectivos niveles basales.

6.2.2 La separación entre la estructura y elementos no estructurales, rígidos o frágiles, cuyo impacto se desea evitar, debe ser superior a la deformación relativa entre los niveles en que está el elemento, calculada con los correspondientes valores de d, pero no menor que 0,005 veces la altura del elemento.

6.3 Deformaciones sísmicas máximas

C.6.3 Deformaciones sísmicas máximas

Las deformaciones sísmicas que se presentan a continuación buscan evitar daños, tanto estructurales como no estructurales, que puedan comprometer la operación. Las deformaciones calculadas con la fórmula (6-1) no deben exceder los valores siguientes: - Estructuras en general.

h015,0d .máx (6-4) - Estructuras de hormigón prefabricado

constituidas exclusivamente por un sistema sismorresistente en base a muros conectados por uniones secas.

h002,0d .máx (6-5)

- Estructuras de muros de albañilería con

particiones rígidamente unidas a la estructura.

h003,0d .máx (6-6) - Marcos no arriostrados con rellenos de

albañilería dilatados.

h0075,0d .máx (6-7)

en que: h : altura del piso o entre dos puntos ubicados

sobre una misma línea vertical.

En la práctica chilena, en general, no se han limitado las deformaciones sísmicas horizontales en construcciones industriales, excepto en los casos en que puedan dañar elementos unidos a la estructura, como cañerías o ductos. Las normas UBC, SEAOC contienen la limitación 0,04∙h/R; en los terremotos de mayo de 1960 se observaron deformaciones de h/75 = 0,0133∙h en edificios industriales con grúas puente (16), valor similar a la fórmula propuesta.

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EXCEPCIÓN: Las limitaciones anteriores no requieren ser aplicadas si se demuestra mediante el uso de análisis no lineal de respuesta en el tiempo, efectuado de acuerdo a la cláusula 5.8.2, que una deformación mayor no comprometa la operación de la industria.

Se recomienda utilizar registros compatibles con los espectros de referencia definidos en la cláusula 5.8.1.3

6.4 Efecto P-Delta

C.6.4 Efecto P-Delta

El efecto P-Delta se debe considerar cuando las deformaciones sísmicas excedan el valor:

h015,0d (6-8)

El efecto P-Delta rara vez tiene importancia en estructuras, pero puede serlo en estructuras de marco rígido.

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7 Elementos secundarios y equipos montados sobre estructuras 7.1 Alcance Este capítulo aplica al diseño de elementos secundarios y equipos montados sobre estructuras y al diseño de sus anclajes. Se define como elementos secundarios a los apéndices adheridos a la estructura resistente, pero que no forman parte de ella. Los equipos anclados en varios niveles de la estructura deben satisfacer lo dispuesto en 11.3.2.

C.7 Elementos secundarios y equipos montados sobre estructuras C.7.1 Alcance La aplicación de los requerimientos de éste capítulo para elementos secundarios y equipos, no libera en ningún caso los requisitos contenidos en esta norma para el diseño de la estructura. En los equipos donde la estructura sismo resistente es parte integral del equipo, el diseño debe realizarse conforme a los requisitos contenidos en el capítulo 5 de esta norma.

7.2 Fuerzas para el diseño sísmico Para el diseño sísmico de los elementos secundarios y equipos se debe considerar la fuerza horizontal indicada en 7.2.1 o 7.2.2, actuando concurrentemente con la componente vertical definida en 5.5. La fuerza sísmica horizontal se debe aplicar en el centro de gravedad del elemento secundario o equipo, o debe ser distribuida de acuerdo a la distribución de masas del mismo, según corresponda.

C.7.2 Fuerzas para el diseño sísmico Las fórmulas (7-1) a (7-6) y la Tabla 7.1 se basan en la norma NCh3357. Las cargas verticales deben considerar efectos de amplificación local inducidos por la condición de apoyo del elemento secundario.

7.2.1 En caso que el elemento secundario o equipo se haya incluido en la modelación de la estructura que lo soporta, de acuerdo con lo indicado en 5.3.1.5.2, éste se debe diseñar con la fuerza sísmica horizontal siguiente, actuando en cualquier dirección:

C.7.2.1 El elemento secundario o equipo necesita ser incluido en el modelo de la estructura cuando su rigidez y masa pueden modificar la respuesta de la estructura. Estos casos se definen con los criterios de 5.3.1.5.2.

(7-1)

en que: Qp : esfuerzo de corte que se presenta en la base

del elemento secundario o equipo de acuerdo con un análisis del edificio con solicitaciones sísmicas reducidas por el factor R1;

R1 : factor definido en 5.4.5; Rp : factor de modificación de la respuesta del

elemento secundario o equipo, según Tabla 7.1. El valor de Rp no debe ser mayor al valor R1 asociado a la estructura;

Pp: peso del elemento secundario o equipo; I : coeficiente de importancia especificado en 4.3.2.

El esfuerzo de corte Qp puede provenir de un análisis lineal estático según 5.3 o de un análisis dinámico según 5.4 o 5.8. En cualquiera de estos casos se debe cumplir lo indicado en 5.3.1.5.2. Si los esfuerzos se obtienen de un análisis dinámico se debe tener especial cuidado en satisfacer 5.4.3. En la ecuación (7-1) y (7-2) el coeficiente de importancia definido para el diseño de la estructura está contenido en Qp y ak.

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7.2.2 Si el equipo no necesita ser incluido en la modelación de la estructura salvo para su masa, de acuerdo a lo indicado en 5.3.1.5.1, el diseño de elementos secundarios y equipos se puede realizar con las fuerzas sísmicas siguientes:

- Cuando se conoce la aceleración ak en el nivel de apoyo del elemento o equipo, obtenida de un análisis del edificio con solicitaciones sísmicas reducidas por el factor R1:

El análisis puede ser estático o dinámico y debe satisfacer lo indicado en 5.3, 5.4 o 5.8, según corresponda. En caso que se haya desarrollado un análisis lineal estático, ak se podrá determinar cómo Fk/Pk, donde Fk se determina según la ecuación (5-3) en el nivel donde se apoya el equipo y Pk es el peso sísmico de dicho nivel.

(7-2)

en que el coeficiente Kp se debe determinar alternativamente mediante uno de los dos procedimientos siguientes:

- (7-3)

- (7-4) siendo:

= 1 para 0,8 T* ≤ Tp ≤ 1,1 T* = 1,25 (Tp/T*) para Tp < 0,8 T* = 0,91 (Tp/T*) para Tp > 1,1 T*

en que: Tp = período propio del modo fundamental de

vibración del elemento secundario, incluyendo su sistema de anclaje.

T* = período del modo con mayor masa traslacional equivalente de la estructura en la dirección en que puede entrar en resonancia el elemento secundario. Para determinar no se podrá utilizar un valor de T* menor que 0,06 s.

- Cuando no se ha realizado un análisis del edificio:

(7-5)

en que: ak = aceleración en el nivel k en que está montado el

elemento secundario o equipo, que se determina según 7.2.3.

7.2.3 La aceleración en el nivel k de la estructura se debe determinar como:

C.7.2.3 Se debe considerar como altura total (H) el nivel de mayor elevación cuyo aporte al peso sísmico total es significativo.

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(7-6)

en que: A0 = aceleración efectiva máxima definida en 5.3.3. Zk = altura del nivel k sobre el nivel basal. H = altura total del edificio sobre el nivel basal.

7.2.4 Cuando no se conocen las características del edificio o no se sabe el nivel en que se montará el elemento secundario o equipo, su diseño se puede realizar con la fuerza sísmica de la expresión (7-5) usando Kp = 2,2 y ak = 3,6 A0.

7.2.5 La fuerza sísmica de diseño determinada según 7.2.1 o 7.2.2 no debe ser inferior a 0,8 A0 I Pp/g.

7.3 Fuerzas para el diseño de anclajes

C.7.3 Fuerzas para el diseño de anclajes

Todos los elementos secundarios y equipos deben estar adecuadamente anclados a la estructura resistente por medio de pernos u otros dispositivos. 7.3.1. Cuando el sistema de anclaje esté constituido por materiales dúctiles según lo indicado en 8.2, su diseño se debe hacer con las fuerzas sísmicas establecidas en 7.2, de acuerdo a los requerimientos establecidos en 8.5. 7.3.2 Cuando el sistema de anclaje esté constituido por materiales no dúctiles según lo indicado en 8.2, su diseño se debe hacer con las fuerzas sísmicas establecidas en 7.2 amplificadas por Rp.

Una de las causas más frecuentes de fallas sísmicas en equipos menores es la falta o insuficiencia de anclajes que resulta de aplicar las prácticas normales en zonas no sísmicas. El diseño de la conexión de un equipo a la estructura que lo soporta debe considerar las cargas sísmicas definidas en el capítulo 7 en combinación con las cargas que tienen probabilidad de estar presentes durante la ocurrencia del evento sísmico.

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Tabla 7.1 – Valores máximos del factor de modificación de la respuesta para elementos

secundarios y equipos

* Se entiende como anclaje dúctil aquel constituido por materiales que cumplen con lo indicado en 8.2 y cuyo detallamiento cumple con lo indicado en 8.5.

Elemento Secundario o Equipo* Rp

- Equipos o elementos, rígidos o flexibles, construidos con materiales o agregados no dúctiles.

- Equipos eléctricos y mecánicos sin anclaje dúctil.

- Otros casos no especificados en esta tabla.

2,0

- Equipos eléctricos y mecánicos con anclaje dúctil.

- Chimeneas, estanques, torres de acero. 3,0

- Estanterías de almacenamiento o estructuras secundarias con anclaje dúctil, cuya falla no comprometa la continuidad de operación de la planta.

4,0

7.4 Sistemas de corte automático

C.7.4 Sistema de corte automático

Los ductos, recipientes y equipos que contienen gases o líquidos a alta temperatura, explosivos o tóxicos, deben estar provistos de un sistema de corte automático que satisfaga lo dispuesto en 8.5.4 de NCh433.Of96.

La recomendación está tomada de NCh433, párrafo 8.5.4.

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8 Disposiciones para estructuras de acero

8.1 Disposiciones generales

8.1.1 Para el diseño de los sistemas estructurales de acero descritos en la Tabla 5.6 se deben usar las disposiciones de la norma NCh 427, Parte I y/o Parte II según corresponda, complementadas con las disposiciones del presente capítulo en lo que respecta al diseño sismorresistente.

8.1.2 El diseño sismorresistente de sistemas estructurales de acero o compuestos, no incluidos en la Tabla 5.6, se debe basar en las disposiciones del documento ANSI/AISC 341-10 Seismic Provisions for Structural Steel Buildings, utilizando en la estimación de la demanda sísmica un factor de modificación de la respuesta (R) y un valor de la razón de amortiguamiento (ξ), consistentes con los requisitos del punto 4 de la presente norma y justificados a través de un análisis teórico de ingeniería que considere el estado del arte y de la práctica. El factor de modificación de la respuesta (R) no puede superar el valor 5. Por su parte, la razón de amortiguamiento no puede superar el valor 5%. Hacen excepción a estos límites aquellas estructuras que cuenten con dispositivos de protección sísmica (disipadores de energía, aisladores de base, etc.) especialmente diseñados para tal efecto.

8.1.3 En caso de contradicción, siempre debe prevalecer el uso de las disposiciones de este capítulo.

Anexo B Referencias transitorias (Normativo)

B.1 Para el dimensionamiento y construcción de estructuras de acero, se debe usar NCh 427/1:2016.

B.2 Mientras no se disponga de Norma chilena actualizada para el diseño y construcción de elementos conformados en frío (NCh 427/2), se debe usar las disposiciones del documento ANSI/AISI S100-12 North American Specification for the Design of Cold-Formed Steel Structural Members.

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8.2 Materiales

8.2.1 El acero estructural para elementos sismorresistentes debe cumplir los requisitos siguientes:

- Tener en el ensayo de tracción una meseta pronunciada de ductilidad natural con un valor del límite de fluencia inferior al 85% de la resistencia a la rotura y alargamiento de rotura mínimo de 20% en la probeta de 50 mm. Para pernos de anclajes el alargamiento puede reducirse a 14%.

- Límite de fluencia no superior a 450 MPa en general y no superior a 350 MPa para el acero ASTM A36.

- Soldabilidad garantizada de acuerdo a lo indicado en la norma NCh 203.

- Tenacidad mínima de 27 Joules a 21°C en el ensayo de Charpy según ASTM A6.

- Tolerancias de acuerdo a NCh 203.

C8.2.1 Los requisitos de ductilidad y las restricciones sobre los límites de fluencia, rotura y alargamiento se deben verificar sobre el acero base. El porcentaje límite de alargamiento requerido para pernos de anclaje se redujo para hacerlo consistente con los requisitos de ACI318. NCh203 verifica la condición de soldabilidad en base al contenido de “carbono equivalente” y tiene la finalidad de facilitar los procesos de soldadura de acuerdo a AWS D.1.1. Requisitos de ensayo Charpy más exigentes pueden especificarse en proyectos que presenten condiciones especiales, por ejemplo, bajas temperaturas.

8.2.2 Además de los requisitos indicados en 8.2.1, los materiales deben cumplir alguna de las especificaciones indicadas en la siguiente tabla:

C8.2.2 Los aceros listados están especificados para uso sísmico en NCh203 o en AISC 341-10. La condición de soldabilidad debe verificarse en cada caso. Aquellos aceros que no satisfagan la condición de soldabilidad de acuerdo al límite del contenido de “carbono equivalente” deben emplear procedimientos calificados, tratamientos específicos y ensayos que permitan asegurar la calidad de la soldadura requerida.

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ACERO FORMATO / USOS

Denominación Grados

ASTM A36 -

Perfiles, planchas, láminas y barras

ASTM A242 -

ASTM A529 50 / 55

ASTM A572 42 / 50 / 55

ASTM A588 -

ASTM A709 36 / 50

ASTM A913 50 / 60 / 65

ASTM A992 50

ASTM A1011 HSLAS 55

ASTM A1043 36 / 50

DIN.17100 St.44.2/44.3/52.3

NCh 203 A250ESP -

NCh 203 A345ESP -

ASTM A53 B

Tubos estructurales ASTM A500 B / C

ASTM A501 -

ASTM A653 40 Acero recubierto: decks y perfiles livianos ASTM A792 40

ASTM A36 -

Pernos de anclaje

ASTM A193 B7

ASTM A354 BD

ASTM A449 -

ASTM A572 42 / 50 / 55

ASTM A588 -

ASTM F1554 36 / 55 / 105

Otras calidades de acero, que satisfagan lo indicado en el punto 8.2.1, deben ser aprobadas por un profesional competente para su uso en cada proyecto.

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8.2.3 Los materiales para conexiones deben cumplir los requisitos siguientes:

a) Los pernos de conexiones sismorresistentes deben ser de alta resistencia, de calidad ASTM A325 o ASTM A490, o sus equivalentes.

b) Los electrodos y fundentes de soldaduras al arco deben cumplir con la especificación AWS A5.1, A5.5, A5.17, A5.18, A5.20, A5.23 y A5.29, o sus equivalentes.

c) Los electrodos de soldadura deben satisfacer una tenacidad mínima de 27 Joules a -29° en el ensayo de Charpy según ASTM A6.

8.2.4 Los pernos de anclaje en los cuales se esperen grandes deformaciones debidas a eventos sísmicos severos deben fabricarse con aceros que cumplan con la sección 8.2.2.

C8.2.4 Esta disposición se complementa con lo expuesto en 8.5.2 y C8.5.2.

8.3 Requisitos generales para el diseño C8.3 En las secciones siguientes se establecen requisitos mínimos que deben ser cumplidos por cualquier estructura, independientemente del sistema resistente a cargas laterales que presente, este o no cubierto de manera explícita por esta norma.

8.3.1 Definiciones: Método LRFD Capacidad en tracción esperada: Tye = Ry Fy Ag Capacidad en compresión esperada: Pne = 1,14 Fcre Ag Capacidad residual en compresión esperada: 0,3 Pne Capacidad flexural esperada: Mpe = Ry Fy Z Donde Fcre corresponde a la evaluación de Fcr considerando la tensión de fluencia esperada (Fye=Ry Fy) en lugar de la tensión de fluencia nominal. La capacidad flexural esperada de los elementos cargados axialmente puede reducirse por efecto de la carga axial. Se permite el uso de la siguiente expresión simplificada: Capacidad flexural reducida esperada:

Mpe* = Mpe (1 – |P| / Tye)

Donde P corresponde a la máxima carga axial obtenida de las combinaciones de cargas definidas en la sección 4.5.

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La máxima carga que el sistema puede transferir a un elemento o conexión se debe determinar considerando las capacidades esperadas de los componentes estructurales. Método ASD Corresponde a las capacidades esperadas definidas anteriormente para el método LRFD divididas por 1,5. 8.3.2 No se permite ningún tipo de reducción de rigidez en los elementos estructurales, producto de la aplicación de algún método de diseño por estabilidad indicado en NCh427 Parte I, al momento de evaluar los efectos sísmicos mediante las metodologías elásticas expuestas en esta norma.

C8.3.2 El método de Análisis Directo considera la reducción de rigidez de los componentes estructurales y la incorporación de efectos de segundo orden globales y locales (P -P ). El uso de este método es adecuado para estructuras sometidas a solicitaciones de viento u otras cuya magnitud y sentido son fundamentalmente independientes de la respuesta dinámica de la estructura. La solicitación sísmica en tanto, depende fuertemente de la respuesta dinámica de la estructura, por lo que la reducción de rigidez de los componentes puede conducir a una subestimación de la demanda. Luego, no se permite el uso del Análisis Directo en el contexto del diseño estructural sismorresistente nacional. De igual forma, no resulta adecuado realizar el diseño a compresión de todos los elementos considerando un factor de longitud efectiva unitario (K=1.0). Por lo tanto, tal como lo establece NCh427, debe realizarse un análisis de pandeo para definir el valor de “K” de cada elemento (notar que el valor de K no depende solo de la configuración estructural, sino también del patrón de cargas aplicado). Alternativamente, pueden usarse métodos simples y reconocidos que entreguen valores conservadores, como por ejemplo los nomogramas de Kavanagh (1962). El análisis aproximado de segundo orden presentado en el Anexo 8 de NCh427 Parte I es aceptable para su aplicación dentro del contexto de la presenta norma.

8.3.3 Cuando en el desarrollo de las verificaciones de diseño se requiera usar los factores de resistencia esperada Ry y Rt, se debe usar los valores asociados al material correspondiente. Para materiales certificados según ASTM se puede usar los valores definidos en la Tabla A3.1 de ANSI/AISC 341-10 Seismic Provisions for Structural Steel Buildings. Otros valores pueden ser usados siempre y cuando sean debidamente justificados de acuerdo a resultados de los ensayos de control de calidad y certificación de la industria manufacturera de origen.

C8.3.3 De acuerdo a estudios sobre placas de acero calidad ASTM A36 utilizadas en la construcción de estructuras nacionales el valor de Ry es cercano a 1.3, lo que es consistente con lo indicado por ANSI/AISC 341-10.

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8.3.4 La resistencia axial requerida de las columnas (tracción y compresión) debe ser determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en la sección 4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1≥2,0. Para esta verificación adicional se permite despreciar los momentos flexurales, a excepción de aquellos generados por cargas presentes en el vano. La resistencia axial requerida no necesita ser mayor que la máxima carga que el sistema le puede transferir a la columna.

C8.3.4 Este requisito busca detectar y proteger aquellas columnas sensibles a la acción sísmica, de manera de preservar el sistema resistente gravitacional durante posibles incursiones inelásticas de la estructura, previniendo un colapso temprano de esta o un daño mayor no deseado. El uso del concepto de cargas amplificadas proviene del documento de referencia ANSI/AISC 341-10 Seismic Provisions for Structural Steel Buildings, en el cual se realizan las amplificaciones por el factor de sobrerresistencia definido de manera específica para cada sistema estructural sismorresistente.

8.3.5 Las estructuras que clasifiquen como Categoría C3 de acuerdo a la sección 4.3.1, pueden no satisfacer los requerimientos de las secciones 8.3, 8.4, 8.5, 8.6, 8.7 y 8.8 si son diseñadas considerando un factor R=2.

C8.3.5 Las disposiciones entregadas en el presente capítulo se encuentran orientadas a proveer niveles de ductilidad moderados en estructuras industriales de acero relevantes para el proceso productivo. En tales casos, es necesario que las estructuras cuenten con formas de plastificación estables y controladas. En el caso de obras menores (tales como escaleras, plataformas de mantención, parrones eléctricos o de cañerías de baja conducción, entre otros), no es necesario cumplir con los requisitos de ductilidad, por lo que se permite el diseño por sobrerresistencia.

8.3.6 Cuando se requiera que las secciones de acero utilizadas como elementos sismorresistentes cumplan las relaciones ancho/espesor indicadas en la Tabla 8.1, se debe considerar únicamente el espesor que resulta después de descontar cualquier tipo de pérdida que deba asumirse de acuerdo a las condiciones de diseño.

C8.3.6 El nivel de pérdidas de espesor se determina en cada proyecto en función de la agresividad ambiental (corrosión) u operativa (abrasión) que se espere durante la vida útil de la estructura.

8.3.7 La estructuración del sistema sismorresistente debe evitar que la incursión inelástica de los elementos comprometa la continuidad de operación.

C8.3.7 El documento de referencia ANSI/AISC 341-10 define “zonas protegidas” para cada tipo de estructuración en las cuales se limitan las intervenciones. Este requisito amplía el concepto de zona protegida, considerando el objetivo primario de la presente norma, buscando evitar incursiones inelásticas en zonas que puedan comprometer el funcionamiento de la instalación durante un lapso de tiempo considerable.

8.4 Requisitos generales para conexiones

8.4.1 La resistencia requerida de las conexiones debe ser determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en la sección 4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1≥2,0. La resistencia requerida no necesita ser mayor que el menor valor entre:

C8.4.1 El requisito busca imponer de manera general un nivel mínimo de desempeño de conexiones acorde con la máxima solicitación probable en cada elemento. Este nivel básico puede verse incrementado por las disposiciones específicas para los sistemas estructurales tratados en las secciones 8.6 a 8.8. Notar que esta disposición se orienta a conexiones entre dos elementos y no necesariamente resuelve problemas

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a) La capacidad esperada del elemento a conectar. b) La máxima carga que el sistema puede transferir

a la conexión. La resistencia requerida no debe ser menor que la mitad de la capacidad esperada del elemento. Este requisito no es aplicable a anclajes de bases de columnas.

más complejos, tales como nudos que reciben varios elementos.

8.4.2 Los empalmes de columnas se deben diseñar para resistir la menor capacidad esperada entre los elementos conectados. La resistencia requerida no necesita ser mayor que aquella determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en la sección 4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1≥2,0, o la máxima solicitación que el sistema puede transferir al empalme.

8.4.3 Las soldaduras deben tener mayor resistencia disponible que las planchas conectadas para el esfuerzo de interés.

C8.4.3 Para lograr este objetivo, en ocasiones será necesario aplicar requisitos de capacidad a uniones de filete, bisel, etc., dependiendo del tipo de esfuerzo en las placas y la posición que presente la soldadura frente a ellos.

8.4.4 Los pernos de conexión de alta resistencia se deben instalar con la pretensión indicada para uniones de deslizamiento crítico de acuerdo a lo establecido en NCh427 Parte I. La resistencia de diseño de las uniones apernadas se puede calcular como la correspondiente a uniones tipo aplastamiento.

C8.4.4 La pretensión de pernos en conexiones no deslizantes corresponde a un requisito de instalación estándar en conexiones tipo deslizamiento crítico y de aplastamiento de acuerdo con NCh427 Parte I. Por lo tanto, las uniones apernadas sismorresistentes trabajan inicialmente por roce hasta que el aplastamiento de los pernos contra el borde de la perforación restringe el deslizamiento de la conexión. Este mecanismo de trabajo de las uniones apernadas se considera una fuente de disipación de energía adicional en comparación con las uniones soldadas, lo que se refleja en el factor de amortiguamiento para diseño.

8.4.5 No se permiten uniones en que la resistencia dependa de una combinación de soldaduras y pernos.

C8.4.5 El trabajo en corte de los pernos mediante el mecanismo de aplastamiento (resistencia máxima) requiere de un desplazamiento que genere un contacto real entre el perno y el borde de la perforación. Este desplazamiento es mayor al requerido por las soldaduras para tomar la carga, consecuentemente, el trabajo de los pernos se produce solo una vez que exista falla en las soldaduras.

8.4.6 Uniones de terreno:

C8.4.6 De acuerdo al alcance de la norma estas disposiciones son aplicables a las conexiones sismorresistentes.

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Las uniones ejecutadas en terreno deben ser preferentemente apernadas, de acuerdo a las siguientes disposiciones: - No se permiten uniones en que la resistencia

dependa de una combinación de soldaduras y pernos.

- En conexiones apernadas se deben aplicar metodologías de apriete y control que aseguren que los pernos queden con la pretensión requerida.

- Las uniones soldadas deben ejecutarse por soldadores calificados mediante procedimientos que aseguren la calidad del resultado. Para ello se deben preferir las posiciones plana, vertical y horizontal. El resultado debe verificarse por los procedimientos de control de calidad definidos para el proyecto (ultrasonido, radiografías u otros según corresponda).

Las condiciones para soldar en terreno en general son complejas de controlar, por ello se deben minimizar las uniones soldadas en obra. En caso de requerirse, deben utilizarse posiciones que generen la menor dispersión en el resultado, respaldadas por un procedimiento calificado. Para ello se requiere que la calificación de los soldadores corresponda al procedimiento aplicado para ejecutar la soldadura.

8.4.7 En edificios, la distancia entre el empalme de la columna y el ala superior de la viga debe ser mayor o igual que el menor valor entre 900 mm y la mitad de la altura libre de entrepiso.

8.5 Anclajes

8.5.1 Los apoyos de estructuras y equipos que transmiten esfuerzos sísmicos a las fundaciones u otro elemento de hormigón se deben conectar por medio de pernos de anclaje, llaves de corte u otros medios adecuados.

C8.5.1 Los anclajes a las fundaciones tienden a tener fallas generalmente menores en todos los terremotos. Son en cierto modo un fusible sísmico. Las llaves de corte se componen usualmente de placas o perfiles de acero que se encuentran soldados bajo las placas base, y que luego de la construcción, quedan embebidas en el hormigón sin holguras de contacto. Esto permite que los esfuerzos de corte sean transferidos únicamente por estos elementos por el mecanismo de aplastamiento de la llave contra el hormigón, condición que controla el dimensionamiento de la llave.

8.5.2 Los pernos de anclaje deben detallarse considerando silla en la columna y el vástago debe ser visible para permitir su inspección y reparación. El hilo debe tener suficiente longitud para reapretar las tuercas (ver Anexo A, Figura A.1). La longitud expuesta de los pernos no debe ser inferior a 250 mm ni a ocho veces su diámetro nominal. El largo del hilo bajo la tuerca no debe ser inferior a 75 mm. Se pueden exceptuar de esta exigencia aquellos anclajes diseñados para una tracción determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en

C8.5.2 El requerimiento geométrico de largo expuesto e hilo adicional en los pernos de anclaje (ver Anexo A, Figura A.1) tiene el objetivo de permitir el reapriete o reparación rápida de los pernos luego de un evento sísmico severo. En el contexto de la presente norma, los pernos de anclaje son diseñados utilizando combinaciones de cargas en las cuales la solicitación sísmica se encuentra reducida. Por este motivo, es razonable esperar que dichos pernos queden expuestos a cargas mayores durante un evento sísmico severo. En este sentido, el uso de acero dúctil y sillas permite la fluencia en tracción y un estiramiento

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la sección 4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1≥2,0.

considerable, sin provocar la rotura del anclaje. Esta forma de trabajo de los pernos disipa energía sísmica contribuyendo a la protección de la superestructura. Cabe destacar que, para asegurar la eventual fluencia en tracción de los pernos, estos deben encontrarse sujetos en ambos extremos por elementos que no plastifiquen antes que ellos. Esto se traduce en que tanto el hormigón de pedestales como las placas de silla y atiesadores deban diseñarse para la capacidad de fluencia de los pernos. Estudios realizados por Chavez (2011) indican que bajo la configuración que esta norma impone a los pernos de anclaje, pueden lograrse estiramientos de hasta 3 diámetros del perno sin producir rotura en el mismo. No obstante, en este nivel de estiramiento el perno pierde sus reservas de ductilidad para usos posteriores. Si bien es posible lograr un nivel de disipación de energía (comparable con el aporte de los pernos de anclaje) mediante la plastificación de otros elementos (por ejemplo, la placa de silla en su trabajo flexural, o dispositivos de anclaje de materiales diferentes al acero), es importante que el elemento que se elija sea capaz de mantener deformaciones del orden de las que experimentarían pernos de anclaje convencionales. Resulta imperativo en estos casos que el diseño que se realice del entorno estructural sea consistente con el elemento fusible que se haya elegido. El largo expuesto que permite el estiramiento también puede lograrse con el uso de camisas, las cuales quedan embebidas en el hormigón. Sin embargo, esta solución sólo permite el reapriete y no una reparación cómoda del perno en caso de eventual fractura. En equipos importantes, como los recipientes de proceso de gran altura, y en la estructura de grandes equipos suspendidos, como calderas y similares, se deben usar pernos de gran capacidad de deformación dúctil, fácilmente reparables y que se puedan eventualmente reemplazar (ver Anexo A, Figura A.7).

8.5.3 El sistema de anclaje debe considerar llaves de corte o topes sísmicos diseñados para transmitir el total del esfuerzo de corte en el apoyo (ver Anexo A, fig. A.1)

C8.5.3 El uso de llaves de corte o topes sísmicos ha presentado un exitoso comportamiento en terremotos pasados.

Se exceptúan de esta exigencia los casos siguientes:

- Apoyos con esfuerzo de corte inferior a 50kN (ASD) o 75kN (LRFD), considerando que sólo dos pernos de anclaje son activos

El requisito permite evitar el uso de llaves y topes en anclajes sometidos a cortes de diseño pequeños. Sin embargo, el uso de las ecuaciones de interacción corte-tracción en los pernos de anclaje puede conducir a un

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y utilizando las fórmulas de interacción corte-tracción de NCh427 Parte I.

aumento del diámetro que dificulte la posterior fluencia en tracción pura (solo 2 resisten corte). Desde este punto de vista, es conveniente el uso de llaves de corte con el fin de desacoplar el trabajo de los elementos, logrando de esta forma que los pernos sólo resistan tracciones.

- Sistemas de anclaje con nueve o más pernos que cuenten con holguras de contacto; en este caso se acepta tomar el corte total con los pernos, considerando activos un tercio del número total, utilizando las fórmulas de interacción corte-tracción de NCh427 Parte I.

En el caso de sistemas de anclaje en los cuales los dispositivos que transmiten las cargas desde el elemento de acero hasta el hormigón no cuenten con holguras, se permite considerar la totalidad de dichos dispositivos como activos.

En general, para estanques circulares no es requerido el uso de ecuaciones de interacción corte-tracción en la definición del diámetro de los pernos de anclaje. Esto debido a que los pernos que se encuentran más traccionados no coinciden con aquellos que resisten los máximos cortes. La razón de esto es la diferencia de rigideces de los distintos sectores del manto en la dirección en que se aplica la carga sísmica. No obstante, lo anterior, en casos en que la base del equipo sea rígida en su plano, cualquier perno puede encontrarse sujeto a corte y por lo tanto es razonable considerar la interacción entre los esfuerzos.

8.5.4 En el diseño de llaves de corte, topes sísmicos, u otros dispositivos destinados al mismo fin, no se debe considerar la resistencia del mortero de nivelación, el roce entre placa base y hormigón de la fundación.

C8.5.4 Históricamente se ha decidido ignorar la contribución del roce que se desarrolla bajo las placas base debido a las múltiples incertidumbres que existen al momento de evaluar la fuerza normal que lo genera. Retracción del hormigón, pérdidas de pretensión de los pernos, o variación de las cargas verticales, se encuentran entre los factores que pueden conducir a imprecisiones en la determinación de la fuerza normal. En el caso de bases de columnas resistentes a momento existe una fuerza de reacción (compresión del hormigón bajo la placa en la zona de contacto) que se deriva únicamente del equilibrio que debe existir al considerar las fuerzas externas aplicadas al anclaje y la tracción en los pernos. En ocasiones, esta fuerza resulta suficiente para equilibrar el corte solicitante mediante el mecanismo de roce. No obstante, lo anterior, se ha optado por mantener el requisito histórico. El trabajo en corte de los pernos de anclaje requiere de un desplazamiento mínimo que consuma las posibles holguras de construcción y genere un contacto real entre el perno y el borde de las perforaciones. Por el contrario, las llaves de corte vinculadas directamente a la placa base y embebidas en mortero de relleno, no requieren de desplazamiento relativo alguno para desarrollar su trabajo.

8.5.5 Cuando se dejen recesos para la posterior instalación de pernos de anclaje, las paredes laterales deben tener una inclinación mínima del 5%, de modo que el área inferior sea mayor que la superior. El receso se debe rellenar con mortero no susceptible a retracción.

C8.5.5 El requisito permite el uso explícito de anclajes post-instalados, bajo la premisa de que la junta lograda entre hormigón de relleno y endurecido es monolítica. No obstante, el diseño de ambos hormigones debe ser consistente con los demás requisitos de este capítulo. Es así como cualquier requerimiento de refuerzo local o general, ya sean armaduras tradicionales u otros

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dispositivos, deben disponerse al interior de la casilla, de ser necesario, de la misma forma en que se haría en anclajes preinstalados.

8.5.6 En los sistemas de anclaje la resistencia debe estar controlada por la capacidad de los dispositivos metálicos, evitando que la eventual falla se produzca en el hormigón armado. Se pueden exceptuar de esta exigencia aquellos sistemas de anclaje cuya resistencia requerida (tanto en corte como en tracción) sea determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en la sección 4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1 ≥ 2,0.

C8.5.6 La aplicación usual de esta disposición son los pedestales que apoyan bases de columnas. En ellos se espera desarrollar generalmente la fluencia en tracción de los pernos. Debido a que la sección transversal de un pedestal es de tamaño limitado, es usual que el hormigón no sea capaz de soportar las fuerzas de tracción, fallando mediante el desprendimiento del sólido definido por las placas de cabeza de los pernos. Por este motivo, la solución común consiste en extender el empotramiento de los pernos hacia el interior del pedestal, de manera que las barras de refuerzo longitudinales que cruzan la grieta potencial logren desarrollar su capacidad dentro del sólido de falla, previniendo así su desprendimiento. En el caso de las llaves de corte el escenario es similar, ya que no se desea que la falla se produzca en el hormigón, por lo que la solución puede conducir a hacer crecer la sección transversal del pedestal y a concentrar estribos en el sector superior, previniendo de esta manera el desprendimiento del sólido de falla en corte. Las resistencias de los dispositivos metálicos se abordan en NCh427. Puede consultarse también el documento AISC Design Guide 1: Base Plate and Anchor Rod Design (Second Edition) a modo de complemento. No obstante, al momento de evaluar los refuerzos destinados a prevenir el desprendimiento del sólido de falla ya sea en tracción o corte, debe considerarse lo expuesto en NCh430. Dicha norma, la cual al momento de la emisión de la presente se encuentra superada-reemplazada por DS60 del año 2011, básicamente permite el diseño de acuerdo a ACI318S-08, considerando las correcciones que dicho documento impone. El tema en específico se trata en el Anexo D del documento citado.

8.6 Marcos arriostrados concéntricamente (MAC)

C8.6 Dentro del contexto de uso estándar de esta norma, no se espera que las estructuras de tipo marco arriostrado concéntricamente (MAC) se encuentren sujetas a grandes demandas inelásticas de origen sísmico. Por el contrario, se espera que ante eventos sísmicos severos las incursiones inelásticas sean moderadas (daño limitado), permitiendo de esta forma una pronta puesta en marcha de la industria o incluso evitar las detenciones. No obstante, lo anterior, si se compara directamente el desempeño teórico esperado de un MAC nacional contra un equivalente del documento de referencia ANSI/AISC 341-10, encontraremos que las incursiones inelásticas esperadas son mayores que las correspondientes a un marco arriostrado ordinario, pero menores a las correspondientes a un marco arriostrado especial. En inicio, esta situación indica que las exigencias para los MAC nacionales deben elevarse por sobre las que

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corresponden a un “marco ordinario”, pero no requerirían llegar a ser tan estrictas como aquellas que se proponen para “marcos especiales”.

8.6.1 No se permiten sistemas de arriostramiento con elementos que solo resisten tracción, excepto en los casos de naves de acero livianas que se rigen por las disposiciones de 11.2.

C8.6.1 Esta disposición tiene como objetivo generar redundancia en el sistema.

8.6.2 En una línea resistente cualquiera, para cada nivel, la resistencia proporcionada por las diagonales traccionadas, para cada sentido de la acción sísmica, debe ser como mínimo un 30% del esfuerzo de corte total en esa línea.

C8.6.2 Si bien el objetivo propio de la configuración estructural arriostrada es que las diagonales sísmicas sean simétricas y que se encuentran dispuestas en pares, se aceptan pequeñas desviaciones a este objetivo reconociendo las necesidades funcionales de la industria.

8.6.3 Los elementos sismorresistentes de planos verticales que trabajen en compresión, deben tener razones ancho/espesor, menores que el valor r establecido en la Tabla 8.1 (ver Figura 8.1). La esbeltez global de estos elementos debe ser menor que 1,5 / yE F .

C8.6.3 Las configuraciones arriostradas nacionales se diseñan para proveer un nivel de ductilidad moderado. Se espera que ante eventos sísmicos leves no se presenten incursiones inelásticas. No obstante, ante eventos sísmicos severos es probable que las diagonales en compresión pandeen, flexibilizando convenientemente la respuesta dinámica de la estructura. Con el fin de que los ciclos de pandeo de las diagonales no generen fatiga de bajo ciclaje, se establece que estas no pueden presentar pandeo local.

8.6.4 Las diagonales en X se deben conectar en el punto de cruce. Dicho punto se podrá considerar fijo en la dirección perpendicular al plano de las diagonales para los efectos de determinar la longitud de pandeo de la pieza comprimida cuando la otra diagonal esté traccionada y una de las diagonales sea continua en el cruce.

C8.6.4 En configuraciones arriostradas en X, no es extraño que la carga axial en las diagonales sísmicas presente una componente de compresión gravitacional no despreciable (dependiendo del ángulo de inclinación y la rigidez relativa de las columnas), más aún si se trata de estructuras de gran altura y de varios niveles. Por tal motivo, ante la presencia de cargas laterales se elevará la compresión en un elemento diagonal y se descargará su contraparte hasta comenzar a traccionarse. Dependiendo de la situación, es posible que la diagonal comprimida pandee cuando su contraparte presente una tracción pequeña (o incluso nula). En estos casos la disposición no es aplicable.

8.6.5 No se permite disponer arriostramientos sísmicos en K, en que las diagonales se intersectan en un punto intermedio de la columna.

C8.6.5 El desequilibrio de fuerzas en las diagonales que se provoca al momento de pandear la diagonal en compresión puede generar altas demandas flexurales en la columna, comprometiendo eventualmente la integridad del sistema resistente gravitacional. Tal situación no es permitida en el contexto de la presente norma.

8.6.6 En configuraciones con arriostramiento en V o V invertida, la viga debe ser continua en la conexión con las diagonales y se debe diseñar considerando que las diagonales no constituyen un apoyo vertical para cargas gravitacionales. El efecto sísmico en la viga se debe determinar por equilibrio considerando que la diagonal comprimida

C8.6.6 El requerimiento presentado busca garantizar que la viga permanezca elástica a todo evento, esperando que la forma de plastificación del marco sea el pandeo de las diagonales comprimidas y la fluencia de las diagonales traccionadas. No obstante, se reconoce que en ocasiones resulta inevitable disponer diagonales mayores que no llegarán a la fluencia, justificándose consecuentemente el diseño para un valor máximo probable.

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presenta su capacidad residual y la diagonal traccionada presenta su capacidad esperada. La tracción en la diagonal no necesita ser mayor que aquella determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en la sección 4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1≥2,0, o que la máxima carga que el sistema puede transferir a la viga. La separación entre los puntos de trabajo de las diagonales, medida en el eje de la viga, debe ser menor o igual a 2 veces la altura de la viga. El modelo de análisis debe ser consistente con esta configuración. La viga se debe diseñar para resistir una carga transversal (dirección fuera del plano de las diagonales) ubicada en el punto de unión con la diagonal comprimida, igual al 2% de la capacidad esperada en compresión de dicha diagonal. La conexión que une la viga a la columna debe ser diseñada para resistir simultáneamente los esfuerzos generados por la condición que controle el diseño de la viga.

Notar que el desequilibrio de cargas en las diagonales para efectos de diseño de la viga también genera una resultante axial que podría producir pandeo. La experiencia nacional en relación a las configuraciones “excéntricas” es que se aplican de manera eventual, y casi siempre en el contexto de necesidad funcional de la estructura (requerimientos de espacio). Esta situación, en principio, requeriría rigurosamente que sean aplicadas las disposiciones del documento de referencia ANSI/AISC 341-10. Sin embargo, no necesariamente es el comportamiento de alta ductilidad asociado a esta estructuración lo que persigue el diseño nacional. Más aún, es usual que las zonas de link que se mencionan no se presenten en todos los niveles de la estructura, generando estructuraciones hibridas. Reconociendo lo anterior, es que se ha tomado la decisión de aceptar ciertas excentricidades en las llegadas a vigas, sin necesidad de que esto signifique un cambio de concepto en el modo de falla de la estructura arriostrada. Es decir, mientras la forma de incursión inelástica del sistema sea el pandeo en compresión y la fluencia en tracción de las diagonales, los requisitos de este capítulo resultarán adecuados. Se exige de manera explícita que la viga sea capaz de proveer apoyo lateral al extremo de una diagonal comprimida a su máximo, ya sea a través de resistencia propia o un apoyo externo. En aquellos casos en que la viga forme parte de un nivel de plataforma existirán apoyos transversales provistos por otras vigas que resuelvan el problema. Sin embargo, en aquellos casos en que no exista plataforma, este requisito podría resultar más exigente y al mismo tiempo más importante.

8.6.7 Las vigas o puntales horizontales que unen los extremos de las diagonales se deben diseñar suponiendo que las diagonales comprimidas presentan su capacidad residual y que las diagonales traccionadas presentan su capacidad esperada. La tracción en las diagonales no necesita ser mayor que aquella determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en la sección 4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1≥2,0, o que la máxima carga que el sistema puede transferir al puntal.

C8.6.7 El requerimiento presentado busca garantizar que las vigas o puntales horizontales que completan los paños arriostrados posean una resistencia axial en compresión suficiente para lograr que el mecanismo de plastificación asociado a un marco arriostrado pueda producirse. Es decir, que las diagonales comprimidas pandeen mientras la carga en las diagonales traccionadas se eleva. Si el elemento horizontal falla prematuramente, la configuración en X podría comportarse de manera análoga a una configuración en K, la cual no se encuentra permitida. Los análisis elásticos tradicionales, en los cuales no se reconoce de manera explícita la posibilidad de pandeo de las diagonales, no son capaces de capturar la importancia de este elemento, ya que usualmente arrojan solicitaciones de tracción sobre él (las cuales resultan simples de resistir). Sin embargo, es el trabajo en compresión de este elemento el que permite una estabilidad lateral del marco luego de que este abandone

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el comportamiento elástico y se produzcan los primeros pandeos en las diagonales. En general, el diseño de estos elementos de acople (responsables de la redundancia estructural) dependerá de las diagonales que se hayan dispuesto, tanto por sobre como por debajo de ellos. En los casos en que este elemento horizontal forme parte de una plataforma el requisito de acople planteado no debiera resultar fuertemente exigente. Sin embargo, en aquellos casos en que el puntal no es parte de un nivel de plataforma (cepas transversales, niveles altos de edificios, torres, etc.) el requisito se hace tan importante como exigente.

8.6.8 Las conexiones de puntales y diagonales sísmicos se deben diseñar para resistir tanto la capacidad esperada en tracción como la capacidad esperada en compresión del elemento. La resistencia requerida en la conexión no necesita ser mayor que aquella determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en la sección 4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1≥2,0, o que la máxima carga que el sistema puede transferir a la conexión.

C8.6.8 En el contexto de esta norma, se espera que durante eventos sísmicos severos las diagonales en compresión puedan presentar pandeo, elevando considerablemente la demanda sobre las diagonales traccionadas. Si bien no se espera una plastificación en tracción generalizada, sino eventual, la falla en conexiones de elementos sismorresistentes no se considera aceptable.

8.6.9 Las diagonales sismorresistentes de marcos arriostrados deben presentar conexiones en sus extremos diseñadas para soportar los momentos flexurales o las rotaciones generadas por el pandeo del elemento. Para esto, deben cumplir una de las siguientes disposiciones: a) Resistencia flexural: La conexión debe ser

diseñada para resistir la capacidad esperada flexural del elemento (flexión consistente con la dirección de pandeo de la diagonal).

b) Capacidad de rotación: La geometría del gusset de conexión debe definirse de forma que este sea capaz de resistir y acomodar los giros plásticos derivados del pandeo de la diagonal sin presentar fallas (rotación consistente con la dirección del pandeo de la diagonal).

C8.6.9 Entendiendo que el eventual pandeo de las diagonales en compresión se encuentra dentro de lo esperado, se hace necesario garantizar que las conexiones sean capaces no sólo de resistir las elevadas cargas de tracción y compresión, sino también de tolerar los giros que se generan en los extremos de las diagonales al momento del pandeo (rótula central y una en cada extremo). De lo contrario, es posible que se produzcan fallas prematuras en las uniones debido a fatiga plástica (bajo ciclaje) o agrietamiento de gusset. En los casos en que se utilizan diagonales tipo IN-HN, es común disponer empalmes en los extremos de los elementos contra secciones soldadas al nudo en taller. En estos casos resulta simple el cumplir el primer requisito. En aquellos casos en que se utilizan secciones tipo tubo, cajón, XL, etc., es usual realizar conexiones de gusset extremos. En este escenario resulta conveniente cuidar que la geometría de la placa gusset sea capaz de producir el giro plástico estable en lugar de robustecerla y trasladar la plastificación al elemento. En el documento de referencia ANSI/AISC 341-10, se definen formas en que pueden lograrse estas configuraciones geométricas estables mediante el desarrollo de rótulas rectas (línea recta perpendicular a la dirección de la diagonal) dentro del gusset. No obstante, la práctica nacional presenta una fuerte tendencia al uso de gusset rectangulares, los cuales

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dificultan el desarrollo de tales soluciones. Considerando esta situación, se recomienda preferir la rótula elíptica que presenta la siguiente figura, la cuál puede ser fácilmente adaptada al estándar nacional.

Fig. C8.1.- Esquema rótula elíptica

8.7 Marcos rígidos (MR). El Anexo B original se elimina y se reemplaza la referencia hacia NCh 427

C8.7 Dentro del contexto de uso estándar de esta norma, no se espera que las estructuras de tipo marco rígido (MR) se encuentren sujetas a grandes demandas inelásticas de origen sísmico. Por el contrario, se espera que ante eventos sísmicos severos las incursiones inelásticas sean moderadas (daño limitado), permitiendo de esta forma una pronta puesta en marcha de la industria o incluso evitar las detenciones. Si se compara directamente el desempeño teórico esperado de un MR nacional contra un equivalente del documento de referencia ANSI/AISC 341-10, encontraremos que las incursiones inelásticas esperadas son cercanas a las correspondientes a un marco de momento intermedio. No obstante, lo anterior, una estructura esencialmente flexible (como lo son las del tipo MR), diseñada según las disposiciones de la presente norma, puede quedar controlada por requerimientos de corte basal mínimo o de deformaciones máximas permitidas, por lo que las incursiones inelásticas esperadas durante un sismo severo podrían ser aún menores.

8.7.1 Las uniones de momento de marcos rígidos sismorresistentes deben ser del tipo totalmente rígidas (TR). No se permite usar conexiones del tipo parcialmente rígidas (PR).

C8.7.1 El documento ANSI/AISC 358-10 Prequalified Connections for Special and Intermediate Steel Moment Frames for Seismic Applications (Including Supplement No. 1 and Supplement No. 2), presenta 7 opciones precalificadas de conexión para aplicaciones sísmicas. La práctica nacional permite la relajación de algunos requisitos expuestos en este documento basada en el comportamiento exhibido por estructuras de acero durante

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sismos severos pasados, donde se ha observado que los giros inelásticos en rótulas plásticas tienden a ser limitados. La unión viga-columna más usada en nuestro país corresponde al conector soldado en taller (popularmente llamado “choco”) que se conecta con la viga de marco mediante un empalme flexural apernado. Esta unión presenta ventajas de montaje que hacen que sea preferida frente a otras. Aunque esta solución no es reconocida por el documento ANSI/AISC 358-10, puede utilizarse en la medida que cumpla con los requisitos de la presente norma.

8.7.2 No se permiten discontinuidades geométricas abruptas en las potenciales zonas de formación de rótulas plásticas en la viga.

C8.7.2 La reducción de sección en vigas detalladas según los requerimientos indicados en ANSI/AISC 358-10 Prequalified Connections for Special and Intermediate Steel Moment Frames for Seismic Applications (Including Supplement No. 1 and Supplement No. 2) no se considera como una discontinuidad geométrica abrupta.

8.7.3 Las secciones transversales de las columnas y vigas de marcos rígidos sismorresistentes deben contar con razones ancho/espesor, menores que el valor λp (flexural) establecido en la Tabla 8.1.

C8.7.3 Se requiere que las secciones puedan desarrollar la totalidad de su capacidad plástica, sin presentar inestabilidades locales que induzcan fractura por ciclaje.

8.7.4 En estructuras de varios niveles, la suma de las capacidades flexurales esperadas reducidas por carga axial de las columnas que concurren a un nudo debe ser mayor o igual a 1,2 veces la suma de las capacidades flexurales esperadas de las vigas conectadas en dicho nudo. Este requisito no es aplicable en nudos del nivel superior. Se pueden exceptuar de esta exigencia aquellas columnas en que la resistencia requerida para todos los esfuerzos sea determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en la sección 4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1≥2,0. No es necesario cumplir con este requisito si el esfuerzo de corte sísmico de todas las columnas en que no se cumple la disposición anterior es menor que el 20% del esfuerzo de corte sísmico del piso correspondiente.

C8.7.4 Se requiere que la plastificación del sistema sea estable, en términos de resguardar el sistema gravitacional, y que esté ampliamente distribuida en altura. La plastificación de columnas puede inducir un mecanismo de piso blando, por lo que solo se permite este mecanismo en estructuras de un nivel o en el nivel superior de estas.

8.7.5 Las conexiones de momento de vigas a columnas de marcos rígidos sismorresistentes, los atiesadores de continuidad y la zona panel se deben diseñar para resistir la capacidad esperada en flexión de la viga y el esfuerzo de corte asociado. La resistencia requerida en la conexión no necesita ser mayor que aquella determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en la sección

C8.7.5 La fuerza de corte en la conexión por el efecto sísmico en el caso de utilizar la capacidad esperada de la viga es:

Ve = 2 Mpe / Lh Donde Lh corresponde a la distancia entre potenciales rótulas plásticas de la viga. Con lo anterior, la conexión requiere lo siguiente:

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4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1≥2,0, o que la máxima solicitación que el sistema puede transferir a la conexión.

LRFD: Vn ≥ Ve + Vug ASD: Vn/ ≥ Ve/1.5 + Vag Donde Vug y Vag corresponde al esfuerzo de corte en la conexión generado por las cargas gravitacionales para cada uno de los dos métodos.

8.7.6 Las zonas panel que definen el nudo de la conexión de momento dentro de la columna deben encontrarse limitadas por atiesadores de continuidad. El ancho atiesado de la columna no puede ser menor que el ancho del ala de la viga más ancha o de la placa que entrega la carga. El espesor del atiesador no debe ser menor que el mayor espesor entre las alas de vigas que llegan al nudo o de la placa que entrega la carga.

C8.7.6 El diseño para cargas concentradas que solicitan el alma de un elemento en ausencia de atiesadores se aborda en el Capítulo J10 de NCh427 Parte I. Sin embargo, la exigencia de incorporar atiesadores de continuidad a todo evento en este tipo de nudos, reduce el problema al diseño del atiesador, el cual se aborda en la sección J10.8 del mismo documento.

Fig. C8.2.- Esquema atiesadores de continuidad En este tipo de diseño es usual que el espesor original del alma de la columna no sea capaz de resistir las cargas de corte generadas por la presencia de alas de viga en ambos lados de la columna. Consecuentemente, debe

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reemplazarse la placa de alma al interior de la zona panel, o incorporar refuerzos.

8.7.7 Las vigas de marcos rígidos deben satisfacer las siguientes condiciones:

i. En zonas próximas a eventuales rótulas plásticas y en el tramo de la viga ambas alas deben arriostrarse lateralmente o la sección transversal debe ser arriostrada torsionalmente.

ii. Los arriostramientos deben estar separados a una distancia no mayor a 0,086·ry E/Fy.

iii. La resistencia requerida de los arriostramientos laterales debe ser de 0,06·RyFyZ (LRFD) o 0,06·RyFyZ/1,5 (ASD).

iv. La rigidez requerida de los arriostramientos laterales debe cumplir los requisitos del Anexo 6 de NCh427 Parte I, considerando que la resistencia flexural requerida corresponde a la capacidad flexural esperada (Mr=RyFyZ (LRFD) o Mr=RyFyZ/1,5 (ASD)) y que la viga presenta momento uniforme (Cb=1,0).

8.8 Sistemas arriostrados horizontales (diafragmas)

8.8.1 Las siguientes disposiciones son aplicables a edificios e instalaciones industriales provistos de un sistema de arriostramiento de acero, de cubierta o de piso, cuya función es transferir cargas sísmicas y/o proveer redundancia estructural para cumplir con las exigencias de la presente norma para estructuras específicas.

8.8.2 No se permiten sistemas de arriostramiento de piso o cubierta con elementos que solo resisten tracción, excepto en los casos de naves de acero livianas que se rigen por las disposiciones de 11.2.

C8.8.2 Las naves de acero livianas experimentan cargas sísmicas bajas debido al reducido peso sísmico de la estructura, siendo su diseño controlado generalmente por cargas de viento, nieve u otras. Considerando lo anterior, es posible utilizar elementos arriostrantes del tipo tensor, para los cuales se desprecia su rigidez y resistencia a la compresión, en la medida que el análisis sea consistente con este supuesto y que el diseño se realice por sobrerresistencia, tal como se indica en 11.2.

8.8.3 Las diagonales en X se deben conectar en el punto de cruce. Dicho punto se podrá considerar fijo en la dirección perpendicular al plano de las diagonales para los efectos de determinar la longitud de pandeo de la pieza comprimida cuando la otra diagonal esté traccionada y una de las diagonales sea continua en el cruce.

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DISPOSICIONES NORMATIVAS

COMENTARIOS

8.8.4 Las diagonales y puntales de sistemas de arriostramiento de piso o de cubierta deben tener razones ancho/espesor, menores que el valor r establecido en la Tabla 8.1 (ver Figura 8.1). La esbeltez global de estos elementos debe ser menor que 1,5 / yE F .

Se pueden exceptuar de esta exigencia aquellos elementos cuya resistencia requerida sea determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en la sección 4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1≥2,0, o con la máxima carga que el sistema puede transferir al elemento.

C8.8.4 Por lo general, los sistemas de arriostramiento horizontal para plataformas de piso son altamente redundantes, siendo muchas veces sus elementos dimensionados por requisitos mínimos (espaciamiento mínimo de pernos, espesores mínimos, etc.). Consistentemente, los esfuerzos sísmicos en estos elementos son bajos, justificando el diseño por sobrerresistencia.

8.8.5 Las conexiones de diagonales y puntales de sistemas de arriostramiento de piso o de cubierta se deben diseñar para resistir tanto la capacidad esperada en tracción como la capacidad esperada en compresión del elemento. La resistencia requerida en la conexión no necesita ser mayor que aquella determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en la sección 4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1 ≥ 2,0, o que la máxima carga que el sistema puede transferir a la conexión.

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Tabla 8.1 - Límites de la relación ancho/espesor (Ver definiciones de términos en 3.2 y Figura 8.1)

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Figura 8.1 – Ejemplos para relaciones ancho/espesor de Tabla 8.1 (Anchos planos h y b según definiciones de términos en 3.2)

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9 Disposiciones especiales para estructuras de hormigón armado

9.1 Estructuras de hormigón armado

9.1.1 Mientras no se apruebe la nueva versión de NCh430, que sustituya a la norma NCh430-2008, se debe usar las disposiciones del código ACI 318-14, en lo que no contradiga las disposiciones de la presente norma. Para efectos de la aplicación de las disposiciones del capítulo 18 de ACI 318, todo el territorio nacional debe considerarse como categoría de Diseño Sísmico D de ACI318-14.

9.1.2 Los elementos estructurales que forman parte de marcos dúctiles destinados a resistir solicitaciones sísmicas se deben dimensionar y detallar como marcos especiales resistentes a momento, de acuerdo a las disposiciones de las secciones 18.6, 18.7, 18.8 de ACI 318-14.

9.1.3 Los marcos pertenecientes a estructuras cuyas solicitaciones sísmicas se hayan calculado usando un factor R1 menor o igual a 2 se pueden diseñar de acuerdo a las disposiciones para marcos intermedios resistentes a momento, indicadas en sección 18.4 del capítulo 18 de ACI 318-14. También se pueden acoger a esta disposición los marcos cuyas deformaciones sísmicas sean menores o iguales al 50% del valor límite establecido en 6.3.

9.1.4 En el caso de estructuras con una combinación de muros y marcos de hormigón armado, en que el conjunto de los muros toma en cada nivel y en cada dirección de análisis un porcentaje del esfuerzo de corte total del nivel superior o igual al 75%, el diseño de los marcos se puede realizar de acuerdo a las disposiciones de sección 18.4 del capítulo 18 de ACI 318-14, siempre que el marco sea responsable de tomar menos del 10% del esfuerzo de corte total de cada uno de sus niveles.

9.1.5 Los marcos en que la acción sísmica no controla el diseño, y cuya falla no compromete la estabilidad de la estructura, se pueden diseñar de acuerdo a las disposiciones de sección 18.14 del capítulo 18 de ACI 318-14.

9.1.6 El diseño de muros debe realizarse utilizando las disposiciones del Decreto Nº 60 del año 2011 del Ministerio de Vivienda y Urbanismo. En todo caso, los muros con razón de aspecto Hw/Lw menor

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a 3 y diseñados con un factor R1 menor o igual a 4 no necesitan satisfacer las disposiciones del capítulo 18 de ACI 318-14.

9.1.7 En estructuras de varios pisos en que la resistencia sísmica depende de marcos rígidos diseñados con valores de R1 mayores o iguales a 3, no es necesario cumplir con el requisito de columna fuerte - viga débil, (acápite 18.7.3 de ACI 318-14), cuando se cumple alguna de las condiciones siguientes:

a) el esfuerzo de corte sísmico sumado de todas las columnas en que no se cumple la disposición anterior es menor que el 25% del esfuerzo de corte sísmico del piso correspondiente;

b) si el análisis y el dimensionamiento de la estructura se hace con fuerzas sísmicas iguales al doble de los valores indicados en la presente norma;

c) si se demuestra por un método de análisis no lineal, que la estructura es estable frente a las demandas de deformación impuestas por el sismo.

9.2 Estructuras prefabricadas de hormigón

9.2.1 Requisitos generales de diseño para sistemas prefabricados

9.2.1.1 Las estructuras prefabricadas de hormigón son aquellas estructuras construidas parcial o totalmente por montaje de elementos de hormigón moldeados fuera de la posición definitiva y conectados entre sí en el sitio definitivo de servicio, para formar la estructura resistente a las solicitaciones gravitacionales y sísmicas.

9.2.1.2 Los elementos estructurales prefabricados de hormigón pueden ser de hormigón armado y/o

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preesforzado con armaduras pasivas, pretesas y/o postesas.

9.2.1.3 La estructura sismorresistente y los elementos no estructurales apoyados en ella, se deben diseñar para cumplir los objetivos de comportamiento enunciados en el punto 4.1.1 de la presente norma.

El diseño debe asegurar como condición esencial la integridad estructural del conjunto constituido por la estructura y los elementos no estructurales apoyados en ella.

Se reemplazó: proyectar diseñar

9.2.1.4 El diseño de los elementos prefabricados y de las conexiones debe incluir las condiciones de carga y deformación de todas las etapas de diferente modelo de análisis estructural, desde la fabricación inicial hasta completar la estructura, incluyendo el desmolde, almacenamiento, transporte, montaje y el estado de servicio.

9.2.1.5 El diseño de los elementos prefabricados y sus conexiones debe incluir el efecto de las tolerancias de fabricación.

DISPOSICIONES NORMATIVAS COMENTARIOS

9.2.2 Requisitos para el diseño de las conexiones

9.2.2.1 La conexión entre elementos prefabricados o entre uno en sitio y otro prefabricado, se refiere al lugar de la estructura donde se unen los elementos y se transfieren los esfuerzos internos de uno al otro, con la restricción de movimiento relativo entre ellos que se ha establecido en el diseño.

9.2.2.2 Se debe diseñar las conexiones de manera que la estructura en todas las etapas de construcción y de servicio cumpla con los supuestos del modelo estructural de análisis.

Se debe verificar en el diseño la coherencia entre el modelo de análisis y la estructura proyectada.

9.2.2.3 La conexión comprende el conjunto y cada uno de los componentes estructurales que trasmiten los esfuerzos de un elemento al otro y condicionan las deformaciones relativas entre éstos. Incluye las

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DISPOSICIONES NORMATIVAS COMENTARIOS

uniones entre dichos componentes y los anclajes a los elementos conectados. 9.2.2.4 No se permite el uso de conexiones que se basen solamente en la estabilidad por la fricción provocada por las cargas gravitacionales. Siempre se deberá disponer de elementos de conexión adecuadamente justificados que aseguren la integridad de la estructura.

9.2.2.5 Las conexiones pueden ser continuas, de modo que las piezas conectadas tengan una deformación común en la conexión, o discontinuas, en que las piezas conectadas pueden tener una deformación diferente en el punto de unión.

Para establecer requisitos diferenciados, las conexiones se clasifican en: - Conexiones continuas. - Conexiones discontinuas.

9.2.2.6 Las conexiones continuas deben corresponder a alguno de los siguientes tipos: - Conexiones que emulan el comportamiento del

hormigón vaciado en sitio.

Estas conexiones tienen un comportamiento equivalente en resistencia, rigidez y ductilidad a la de un elemento monolítico convencional de hormigón armado. Se considera en esta categoría aquellas construidas mediante conexiones húmedas que cumplen con todos los requisitos del código ACI 318 2014 aplicables a una estructura hormigonada en sitio, especialmente los requisitos de anclaje y empalme de barras. Se considera también en esta categoría a la conexión del pilar a la fundación mediante una caja de empotramiento diseñada de acuerdo a lo indicado en el Anexo CP-1.

Mantiene el concepto del texto actual. Se actualiza la referencia al código ACI 2014.

Se considera también en esta categoría la conexión del pilar a la fundación mediante barras salientes del pilar embebidas en vainas corrugadas en la fundación, diseñadas de acuerdo a lo indicado en el Anexo CP-1.

Estas conexiones diseñadas de acuerdo a CP-1, se pueden considerar como conexiones que emulan el comportamiento del hormigón armado en sitio.

- Conexiones especiales

De igual forma, se considera como conexiones que emulan el comportamiento del hormigón en sitio aquellas conexiones para las que se haya demostrado, mediante análisis y ensayos cíclicos

Del texto actual se reemplazó: ensayos cíclicos no lineales que alcancen el rango no lineal de éstas

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que alcancen el rango no lineal de éstas, que tienen resistencia y ductilidad mayores o iguales a las de una conexión que emula el comportamiento del hormigón armado colocado en sitio. El comportamiento establecido anteriormente debe ser garantizado mediante ensayos que incluyan la naturaleza cíclica de la acción sísmica. Las probetas ensayadas deben ser representativas del sistema propuesto. Los ensayos deben cumplir las especificaciones ASTM de instrumentación y ejecución de ensayo cíclicos. Se puede utilizar antecedentes de ensayos realizados en laboratorios internacionales, siempre que los resultados hayan sido reportados en publicaciones reconocidas. - Conexiones que no emulan el comportamiento

del hormigón vaciado en sitio. En estas conexiones los elementos prefabricados son conectados mediante pernos, soldadura u otros medios, y la rigidez de la conexión difiere significativamente de la rigidez de los elementos conectados. Deben ser diseñadas como conexiones fuertes respecto de la mayor capacidad de los elementos que se conectan. Conexión fuerte es aquella que se mantiene elástica mientras que los elementos que se conectan presentan fluencia como consecuencia de los desplazamientos de diseño para sismo. El diseño de las conexiones fuertes debe asegurar que el posible comportamiento no lineal, ante sismos de mayor demanda que la considerada en esta norma, se produzca en secciones alejadas de la conexión fuerte. Las conexiones fuertes deben cumplir con los siguientes requisitos: c.1) En los sistemas prefabricados conectados por uniones fuertes, el cuociente entre la resistencia nominal de la conexión y aquella del elemento conectado en el punto de conexión (Se) debe ser mayor o igual a 1,4.

Se trasladó aquí los requisitos de sobre resistencia y/o ductilidad de las conexiones fuertes que estaban asociados a los marcos prefabricados resistentes a momento. Se reemplazó: tensión resistencia En el anclaje de barras, placas o insertos de conexión; se deberá cumplir con los anclajes y empalmes de barras establecidos en la sección 25.4 - Desarrollo del refuerzo -

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c.2) El anclaje de la conexión en el elemento prefabricado en cualquier lado de la conexión debe ser diseñado para desarrollar una resistencia igual a 1,3 veces Spr. Se deberá además asegurar siempre un volumen de hormigón confinado en toda la zona de desarrollo del anclaje. c.3) Las conexiones fuertes de estructuras de marcos prefabricados resistentes a momento deben ser capaces de desarrollar, a la flexión, al corte o fuerza axial, o combinación de estas acciones actuando sobre la conexión, una resistencia probable Spr, determinada usando un valor Φ =1, que no sea inferior a 125% de la resistencia de fluencia de la conexión y deben ser capaces de desarrollar un desplazamiento a Spr, que no sea inferior a 4 veces el desplazamiento de fluencia. El comportamiento establecido anteriormente debe ser garantizado mediante ensayos que incluyan la naturaleza cíclica de la acción. Los ensayos deben cumplir con 9.2.2.6 b) 9.2.2.7 Conexiones discontinuas Las conexiones discontinuas que tienen por objetivo permitir el movimiento relativo entre los elementos conectados deben disponer de armadura o dispositivos que aseguren la integridad de la estructura. Se deben diseñar como conexiones fuertes, incluyendo un análisis cinemático que asegure la capacidad de la conexión de compatibilizar las deformaciones traslacionales y rotacionales máximas posibles que el movimiento de la estructura induce en el punto conectado en cualquier dirección, amplificado por un factor 1.4. Los requisitos se aplican a conexiones diseñadas para cualquier plano de giro o dirección del movimiento. 9.2.2.7.1 Conexiones rotuladas Las conexiones rotuladas con barras de corte son conexiones que permiten el giro en el punto de apoyo, pueden estar diseñadas mediante barras de corte de menor rigidez que se doblan entre los

y sección 25.5 - Empalmes - del Código ACI 318-2014. El anclaje deberá desarrollarse en un volumen debidamente dimensionado según capítulos 16 – Conexiones entre miembros - y Capítulo 17 – Anclaje al concreto - del Código ACI 318-2014. Se mantiene el texto actual para las conexiones secas (ahora fuertes) de estructuras de marcos prefabricados resistentes a momento. Se podría resumir que las conexiones fuertes de marcos prefabricados resistentes a momento deben poseer adicionalmente una ductilidad igual a mayor a 4. En las conexiones soldadas o apernadas esto debe conseguirse con una longitud libre de estirado de las barras de anclaje. Mismas características de los ensayos para las conexiones especiales.

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elementos conectados y se anclan en ambos, o un dispositivo diseñado para permitir libremente el giro. 9.2.2.7.2 Conexiones deslizantes El apoyo estático no debe ser menor a 1/100 del largo del elemento, con un mínimo de 10 cm, y debe permitir el desplazamiento libre del elemento apoyado hasta 1,4 veces la deformación máxima sísmica en el apoyo más 5 cm en la dirección del diseño del movimiento. Deben contar además con conectores o dispositivos que aseguren la integridad estructural. 9.2.3 Requisitos de diseño de acuerdo al sistema estructural prefabricado Las estructuras que incluyan elementos prefabricados de hormigón se deben diseñar para resistir las acciones sísmicas de acuerdo con algunos de los criterios siguientes o una combinación de ellos: 9.2.3.1 Las deformaciones máximas de cualquier sistema estructural deben cumplir con los requisitos establecidos en el Capítulo 6. 9.2.3.2 Sistemas gravitacionales En estos sistemas estructurales los elementos prefabricados no son parte del sistema sismorresistente y por lo tanto los elementos prefabricados sólo resisten las cargas verticales (gravitacionales). a) Los elementos prefabricados y las conexiones

que no pertenecen al sistema sismorresistente deben ser capaces de aceptar la deformación sísmica d y resistir las cargas verticales para tal deformación.

b) Los elementos prefabricados y las conexiones

que no pertenecen al sistema sismorresistente deben cumplir con lo establecido en la sección 18.14 - Miembros que no se designan como parte del sistema de resistencia ante fuerzas sísmicas del código ACI 318-2014.

c) Las conexiones entre el sistema prefabricado

gravitacional y el sistema sismorresistente de la

Estas conexiones deben ser capaces de transmitir 1,4 veces el esfuerzo de corte a través de las barras o dispositivo de conexión, y permitir el giro libre del apoyo, para una deformación máxima debida al sismo amplificada = 1.4 d en cualquier dirección, en el punto de conexión. Los desplazamientos permitidos pueden ser horizontales, verticales o en una dirección cualquiera que exija el diseño. Se exige que exista una conexión adicional de seguridad que evite el colapso parcial de la pieza conectada (2da línea de defensa).

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estructura se consideran parte de este último sistema, y deben corresponder a alguno de los tipos de conexión establecidos en la sección 9.2.2 de esta norma.

d) Las estructuras que incluyan sistemas

prefabricados gravitacionales se deben diseñar considerando las solicitaciones sísmicas correspondientes al sistema sismorresistente utilizado.

9.2.3.3 Estructuras con conexiones que emulan el comportamiento del hormigón en sitio Las estructuras prefabricadas con conexiones que emulen el comportamiento del hormigón en sitio que cumplen con los requisitos de 9.2.2.6 a) pueden diseñarse de acuerdo a lo establecido en sección 9.1 9.2.3.4 Estructuras con conexiones especiales Las estructuras prefabricadas con conexiones especiales que cumplen con los requisitos de 9.2.2.6 b) se pueden diseñar de acuerdo a lo establecido en la sección 9.1 9.2.3.5 Estructuras con conexiones que no emulan el comportamiento del hormigón en sitio Las estructuras prefabricadas con conexiones que no emulen el comportamiento del hormigón en sitio deben diseñarse de acuerdo a lo establecido en las secciones 9.2.3.5.1, a 9.2.3.5.6 9.2.3.5.1 El diseño sísmico de las estructuras descritas en 9.2.3.3 se debe hacer con los parámetros R y ξ obtenidos desde la Tabla 9.1. Cuando se utilicen dispositivos especiales de disipación de energía se permite utilizar un valor de ξ mayor de acuerdo a las exigencias del punto 5.9 de la presente norma. 9.2.3.5.2 El esfuerzo de corte basal Qo, debe satisfacer lo siguiente: Qo > Qmin = 0,40 x I x (Ao/g) x P Si el esfuerzo de corte basal Qo resulta ser menor que Qmin, todas las deformaciones y esfuerzos se deben multiplicar por el cuociente Qmín/ Qo para los efectos de diseño.

Se considera en esta sección cualquier elemento de peso significativo que se apoya en la estructura principal sin participar en el sistema estructural sismorresistente. Entre otros, se considera aquí los paneles de hormigón de fachada o interiores apoyados en la estructura.

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9.2.3.5.3 Las estructuras cuyo sistema sismorresistente esté formado exclusivamente por un sistema prefabricado con conexiones que no emulen el comportamiento del hormigón vaciado en sitio, sólo se pueden construir hasta 4 niveles con una altura máxima de 22m para estructuras clasificadas en C2 y C3, y de 12m para clasificadas en C1, alturas medidas desde el nivel basal. Estas estructuras deben incluir criterios de redundancia estructural que aseguren la integridad parcial y global de la estructura. 9.2.3.5.4 Muros prefabricados intermedios Son aquellas estructuras en que el sistema sismorresistente está formado por muros prefabricados. Pueden ser diseñados como muros prefabricados intermedios de acuerdo a la sección 18.5 de ACI 318-2014. 9.2.3.5.5 Marcos prefabricados resistentes a momento Los marcos prefabricados resistentes a momento deben cumplir con la sección 18.9.2.2 del Código ACI 318-2014 para pórticos especiales resistentes a momento construidos con hormigón prefabricado. 9.2.3.5.6 Marcos prefabricados, conectados por vigas con conexiones de momento o rotuladas, arriostrados con diagonales de acero u hormigón Estos sistemas pueden diseñarse considerando los criterios establecidos para muros intermedios. 9.2.4 Diafragmas Para considerar como diafragma rígido a una losa formada por elementos prefabricados, se debe disponer de una sobrelosa que cumpla con las disposiciones de las secciones del Capítulo 12 y la sección 18.12 del Código ACI 318 2014. 9.2.5 Elementos no estructurales apoyados en la estructura sismorresistente 9.2.5.1 Los elementos no estructurales apoyados en la estructura sismorresistente sólo deben aportar

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masa sísmica en el modelo de análisis estructural, sin aportar rigidez ni resistencia al sistema al sistema estructural. 9.2.5.2 Las conexiones se deben calcular considerando las fuerzas de inercia en cada apoyo del elemento no estructural en la dirección más desfavorable de acuerdo al punto 7.2.2 de la presente norma, en que ap=Ao y Kp = 2,2. 9.2.5.3 Equipos y otros elementos apoyados deben cumplir con NCh 3357. 9.2.5.4 Las conexiones de los elementos no estructurales a la estructura sismorresistente debe garantizar el cumplimiento de lo establecido en el punto 9.2.5.1, y permitir el movimiento de la conexión para una deformación de 1,4 d en el punto de conexión. 9.2.6 Disposiciones especiales 9.2.6.1 El acero y los electrodos usados en conexiones o partes de ellas que sean soldadas deben cumplir con los requisitos establecidos en los puntos 8.2.2 y 8.5.1 de la presente norma. Las soldaduras en sitio deben ser inspeccionadas y aprobadas por la inspección en la obra. Se debe controlar las tensiones inducidas en la soldadura por efecto de la contracción por enfriamiento de la soldadura entre piezas de hormigón. 9.2.6.2 Los planos de taller de los elementos prefabricados incluirán el detalle de armaduras, insertos y dispositivos de izado necesarios para resistir las fuerzas temporales derivadas del manejo, almacenamiento, transporte y montaje, la resistencia del hormigón a las edades o etapas de construcción establecidas. 9.2.6.3 El proyecto incluirá los requerimientos del capítulo 26 - Documentos de construcción e inspección -especialmente los requisitos de la sección 26.9 - Requisitos adicionales para hormigón prefabricado - del Código ACI 318-2014.

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9.2.6.4 En los planos y documentos del proyecto deben incluir la identificación y ubicación de todos los elementos prefabricados, el procedimiento de montaje y los tipos de conexión entre ellos. Deben indicar además las tolerancias permitidas, las fuerzas de izaje y las reacciones en los apoyos transitorios, y las verificaciones de aseguramiento de calidad que se requieren. 9.2.6.5 El detalle de cada tipo de conexión incluirá los componentes a incorporar en cada elemento conectado, detallando anclajes y armaduras de confinamiento e integridad estructural.

Tabla 9.1.- Sistema Estructural Prefabricado

Sistema Estructural Prefabricado R ξ

Sistemas que emulan el comportamiento del hormigón 5 0.05

Sistemas con conexiones especiales 5 0.05

Sistemas que no emulan el comportamiento del hormigón

Muros intermedios 4 0.05 Marcos especiales con conexiones fuertes

- hormigonadas en sitio 4 0.05 - apernadas 3 0.03 - soldadas 3 0.02 Marcos arriostrados 4 0.05 Estructuras de pilares en voladizo 3 0.02

ANEXO CP-1

Conexiones Prefabricadas Típicas Pilar – Fundación. 1.- Fundación en caja de empotramiento o cáliz Se trata de una caja de empotramiento que puede estar dentro de la fundación misma, completamente sobre la zapata o mixta, conformada por una caja o cáliz en donde se introduce el pilar, rellenándose las holguras con hormigón fluido de retracción controlada, con aditivo expansivo y de una calidad mínima H 35.

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El diseño debe cumplir con los requisitos para conexiones fuertes en 9.2.2.7, c) y c1) a c3). Se requiere una profundidad de empotramiento E mayor que 1.5 veces la dimensión máxima del pilar + 5 cm. Las holguras perimetrales no serán menores que 5 cm y que tres veces el tamaño máximo del árido. Se debe asegurar la perfecta compactación del hormigón de relleno empleando fluidificantes o cualquier otro procedimiento que lo garantice adecuadamente.

Fig. CP-1.1.- Fundación en caja de empotramiento o cáliz.

2.- Fundación mediante barras ancladas en vainas corrugadas con inyección resistente para el traspaso de las fuerzas Se trata de una conexión de momento materializada mediante “barras de la armadura en espera” que sobresalen del pilar o la fundación, y se anclan en vainas metálicas corrugadas alojadas en el elemento opuesto que se rellenan con mortero de alta resistencia sin retracción tipo “grout”, cuidando que queden los espacios entre barras y vainas completamente llenos. El diseño debe cumplir con los requisitos para conexiones fuertes en 9.2.2.7, c) y c1) a c3). La longitud de la armadura saliente del pilar se establecerá de acuerdo con ACI318-14 art 25.4.2

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DISPOSICIONES NORMATIVAS COMENTARIOS

donde se determinan las longitudes de desarrollo de barras trabajando a tracción. En el cálculo se tendrá en cuenta la resistencia del hormigón tipo “grout” con el que se han rellenado las vainas. Debe cumplirse con el confinamiento del volumen de hormigón en los anclajes en el pilar y en la fundación en toda la longitud de las barras de transferencia. Se debe verificar la seguridad al arrancamiento del volumen de anclaje en el pilar y la fundación.

DISPOSICIONES NORMATIVAS COMENTARIOS

9.3 Naves Industriales compuestas por pilares en voladizo.

Requisitos del diseño estructural: 9.3.1 En esta sección se establecen los requisitos especiales para las naves de pilares de hormigón prefabricado o vaciado en sitio, con o sin puentes grúa, estructuradas con pilares empotradas en la base, y vigas de hormigón o acero, conectadas a la cabeza de los pilares con uniones rotuladas. En esta tipología la resistencia sísmica y la capacidad de deformación provienen exclusivamente de los pilares de hormigón.

DEFINICIÓN ACTUAL CON ALGUNAS MODIFICACIONES DE TEXTO.

9.3.2 Estas estructuras deben contar con un sistema de arriostramiento continuo en el plano de techo conectado a los pilares en su nivel superior, para cumplir con los siguientes objetivos: - Distribuir las fuerzas de inercia debidas al sismo

entre los pilares de diferente rigidez. - Proveer de redundancia estructural.

REQUISITO ACTUAL. Actual 9.3.2

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DISPOSICIONES NORMATIVAS COMENTARIOS

El sistema se puede utilizar adicionalmente para controlar la deformación lateral y el volcamiento de las vigas ante las fuerzas horizontales debidas al sismo. 9.3.3 La esbeltez máxima de los pilares debe satisfacer: l = k x h / r ≤ 100 El valor de k debe ser 2; salvo que, mediante un análisis fundamentado, se demuestre que se puede utilizar un valor menor.

REQUISITO ACTUAL. Actual 9.3.6

9.3.4 Las cabezas de los pilares se deben conectar con vigas puntales en dos direcciones ortogonales o aproximadamente ortogonales.

REQUISITO ACTUAL. Actual 9.3.9

Requisitos del análisis estructural:

9.3.5 El diseño sísmico de las estructuras descritas en 9.3.1 se debe realizar con R=3 y ξ=0,02. Puede utilizarse un valor de ξ mayor cuando se utilicen elementos de disipación de energía de acuerdo a la sección 5.9 de la presente norma.

REQUISITO ACTUAL. Actual 9.3.3 El coordinador del Sub Comité propuso modificar el valor de R=3 R=4 por los requisitos exigidos a estas estructuras:

- Redundancia estructural. El valor de R=3 se utiliza para estructuras isostáticas (pilares aislados).

- Qmin = 0,40 x I x (Ao/g) x P - Cálculo del corte basal en cada pilar no inferior a C

aplicado al peso que descarga. - Se hacen más estrictos los límites de las

deformaciones máximas al aplicar el Capítulo 6.

9.3.6 El esfuerzo de corte basal Qo, debe satisfacer lo siguiente:

Qo > Qmin = 0,40 x I x (Ao/g) x P En los casos que Qo resultante sea menor que Qmin, todas las deformaciones y esfuerzos se deben multiplicar por el cuociente Qmín/Qo para los efectos de diseño.

REQUISITO ACTUAL. Actual 9.3.4

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9.3.7 El esfuerzo de corte basal de diseño de los pilares y sus conexiones no debe ser inferior al valor que resulta de multiplicar el peso que descarga cada pilar por el mayor valor entre I x C, e I x C mínimo.

REQUISITO NUEVO.

9.3.8 Para el cálculo de las deformaciones se debe proceder de acuerdo al capítulo 6 de la presente norma.

REQUISITO ACTUAL. Actual 9.3.6 Se modifica actual 9.3.11 suprimiendo el factor adicional al cálculo de las deformaciones, ya que éstas se han corregido en el Capítulo 6. Los valores para So actualmente en 9.3.11 se trasladan al Capítulo 5.

La consideración del efecto P-Delta debe satisfacer 6.4. Requisitos de diseño de los elementos estructurales:

Actual 9.3.12

9.3.9 El diseño de los elementos debe ser realizado usando las disposiciones del punto 9.1 si se trata de elementos de hormigón vaciado en sitio, o del punto 9.2 si se trata de elementos de hormigón prefabricado.

REQUISITO ACTUAL. Actual 9.3.5

9.3.10 Se debe proveer confinamiento en la base de los pilares.

REQUISITO ACTUAL Se define el nivel y extensión del confinamiento.

El confinamiento se extenderá una longitud igual o mayor a 2 veces la altura de la sección transversal hacia arriba del nivel de apoyo sobre el cual el pilar queda libre, y desde este nivel hacia abajo hasta una profundidad mínima de una vez esa dimensión dentro de la fundación. El confinamiento se realizará de acuerdo a las disposiciones de la sección 18.6 del código ACI 318-2014 para los casos donde la carga axial mayorada sea inferior a Agf’c/10 y según la sección 18.7 del mismo código cuando la carga axial mayorada sea igual o superior a Agf’c/10.

Se considera una buena práctica confinar la cabeza de los pilares desde el nivel superior, en una longitud de 1 vez la altura de la sección transversal para asegurar los anclajes de los elementos que se conectan a ese nivel. Se actualiza la referencia al código ACI 318-2014.

Requisitos del diseño de los arriostramiento de techo:

REQUISITO MODIFICADO.

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9.3.11 El cálculo del sistema de arriostramiento de techo debe considerar: a) La distribución del corte sísmico en planta de

acuerdo al análisis estructural. b) Establecer redundancia entre los pilares en

planta, para lo cual se debe diseñar el sistema de arriostramiento en el plano de techo, considerando una solicitación no inferior al 40% de la tributación sísmica de cualquier eje resistente, en eventual falla prematura (ver Figura 8.2).

Actual 9.3.10 Se estima suficiente el 40% al ser 2a línea de defensa y en caso de falla, las columnas mantienen una capacidad residual significativa. Se ha reemplazado “marco intermedio” por “cualquier eje resistente”.

El sistema de arriostramiento se puede utilizar además para controlar la deformación lateral de las vigas y el sistema de techo de acuerdo al análisis estructural. Se debe verificar que la deformación máxima horizontal relativa de las vigas debida al sismo, no debe ser mayor a 1/200 en cualquier punto intermedio de la distancia entre las cabezas de los pilares de apoyo.

9.3.12 Cuando el sistema de arriostramiento es proporcionado por perfiles de acero éstos deben cumplir las disposiciones para arriostramientos horizontales establecidos en 8.8 de la presente norma.

REQUISITO ACTUAL. Actual 9.3.2 segundo párrafo.

Para asegurar los anclajes, se permite incluir un sistema que limite la solicitación máxima al que pueden quedar sometidas las barras en tracción o compresión, a un 70 % de: - Su resistencia de pandeo - Su resistencia a la tracción - La resistencia de sus anclajes a la

estructura.

Se trata de controlar la fuerza de inercia de las barras traccionadas al cambiar la dirección del sismo. La experiencia ha demostrado que se han producido cantidad significativa de fallas de arrancamiento de los anclajes en las vigas o cabeza de los pilares, de los elementos o barras en tracción de los arriostramientos.

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9.3.13 Cuando el sistema de arriostramiento es proporcionado por cables trenzados de acero, éstos deben estar dispuestos en cruz y con un sistema de control de tensión que garantice una fuerza permanente de tracción no menor al 10% de la capacidad en rotura del cable. La relación entre la capacidad en rotura de los cables y la fuerza solicitante será como mínimo = 3. Se debe considerar en el modelo de análisis la acción de las fuerzas de tracción de los cables en los puntos de apoyo.

REQUISITO NUEVO.

9.3.14 Si el arriostramiento es proporcionado por un sistema no convencional, este debe tener una rigidez tal que la deformación máxima relativa adicional en las cabezas de los pilares del eje en falla prematura, sea como máximo 1/200 de su altura, en cualquier dirección.

Se puede considerar aquí, sistemas de arriostramiento compuestos por elementos de hormigón, costaneras o vigas secundarias, que trabajan en conjunto con las vigas principales por flexión lateral en el plano del techo. (Marcos planos).

9.3.15 No se acepta que las planchas de cubierta que no sean de hormigón armado proporcionen el arriostramiento lateral a ningún elemento. No se permite considerar que las planchas metálicas de cubierta, sean simples o compuestas, proporcionen un sistema de arriostramiento horizontal.

REQUISITO MODIFICADO. Actual 9.3.8

9.3.16 Las vigas se deben apoyar lateralmente para evitar su volcamiento debido a la acción de las costaneras o vigas secundarias. Con este propósito se deben proporcionar arriostramientos laterales a las vigas portantes. Requisitos del diseño de fundaciones:

REQUISITO ACTUAL. Actual 9.3.7

9.3.18 En el diseño de los pilares y fundaciones apoyadas en suelos tipo III se debe considerar la rotación de las fundaciones tanto para el cálculo de esfuerzos como de deformaciones. Para estos efectos se debe hacer un estudio geotécnico que indique los valores máximo y mínimo del coeficiente de balasto dinámico. El cálculo de los esfuerzos se debe hacer con el coeficiente de balasto máximo y el de las deformaciones con el mínimo. Se aceptará que el valor de los esfuerzos máximos en pilares y fundaciones provenga de un modelo con empotramiento perfecto en la base. No se permite el apoyo de fundaciones en suelo tipo IV.

REQUISITO ACTUAL Actual 9.3.13 Esta simplificación está por el lado de la seguridad, y permite simplificar el dimensionamiento. (Está aprobado).

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10 Disposiciones para fundaciones C10.1.1. Definición y tipos de fundaciones superficiales Una situación particular de fundación superficial ocurre en subterráneos, donde las fundaciones interiores pueden ser efectivamente superficiales, si éstas presentan un enterramiento, respecto del piso del subterráneo, menor a tres veces su ancho menor. Es importante destacar que las Cadenas de Amarre corresponden a un elemento estructural tipo puntal, que permite evitar un eventual corrimiento horizontal de zapatas, trabajando esencialmente en tracción o compresión, por lo que no deben confundirse con una viga de fundación. Las fundaciones aisladas que no cuenten con restricción al movimiento lateral, se deben unir mediante cadenas de amarre, las que se diseñan para absorber una compresión o tracción, no inferior a un 10% de la solicitación vertical máxima de las fundaciones. En el caso de estructuras con dos o más subterráneos, no se requiere utilizar cadenas de amarre.

10.1 Fundaciones Superficiales 10.1.1. Definición y tipos de fundaciones superficiales Se define como fundación superficial aquella que presenta un enterramiento, Df, respecto de la superficie del terreno, menor a tres veces el ancho menor, B, (o diámetro) de dicha fundación, como se ilustra en la figura 10.1.

Fig. 10.1 - Definición de fundación superficial

Es posible identificar cinco tipos básicos de fundaciones superficiales (Fig. 10.2), que pueden ser adoptados como solución de fundación de acuerdo al sistema estructural, disponibilidad de espacio y calidad geotécnica del terreno:

Fig. 10.2.- Fundaciones superficiales típicas

Las especificaciones se basan en la amplia experiencia chilena, tanto en fundaciones de edificios de acuerdo a NCh433 como en varias décadas de proyectos para la gran minería e industrias de todo tipo.

a) Fundación Aislada b) Fundación Corrida

c) Fundación Combinada d) Fundación Amarrada

e) Losa de Fundación

Viga de Fundación

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a) Fundación Aislada: en general se utiliza para soportar una columna individual. Las formas usuales son circular, cuadrada o rectangular.

b) Fundación Corrida: típicamente utilizada para el apoyo de elementos estructurales como muros. También se utiliza en hileras de columnas, cuya separación es tal que se genera una fuerte interacción entre las fundaciones aisladas, o definitivamente su superposición. En estos casos es útil utilizar una fundación corrida, la cual es también denominada fundación continua.

c) Fundación Combinada: Su diseño es para soportar dos columnas adyacentes. Se utiliza principalmente cuando dichas columnas están a una cercanía tal, que la solución de fundaciones aisladas resulta con una importante interacción entre éstas, siendo así más eficaz reemplazar éstas por una fundación única. La fundación combinada también se utiliza cuando las fundaciones perimetrales resultan con cargas de gran excentricidad. En estos casos la solución de fundación combinada entre la columna perimetral y la de una columna de interior, resulta con una reducción significativa en la excentricidad. La fundación combinada puede ser rectangular o trapezoidal.

d) Viga de Fundación: Este caso corresponde a la unión de dos fundaciones (inicialmente aisladas), mediante una viga que las hace trabajar estructuralmente en conjunto como una sola unidad. Es importante señalar que la viga funciona como un elemento de conexión estructural y no debe estar en contacto con el terreno. Por lo tanto, la viga debe ser diseñada sin reacción alguna del subsuelo bajo ésta. El uso de vigas de fundación es eficiente para longitudes cortas y medias, por lo que no se recomiendan para luces mayores a 8 m, salvo que el diseño estructural demuestre su efectividad. Es importante destacar que, en el caso de vigas de fundación dispuestas en una sola dirección, se debe incluir en el análisis, la torsión que se genera en ésta debido al potencial giro transmitido por el eje perpendicular sin viga.

e) Losa de Fundación: Esta solución permite, sobre un solo elemento de fundación, apoyar la

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totalidad de los elementos estructurales que transfieren su carga al terreno. Las losas de fundación son eficaces en la disminución y control de los asentamientos diferenciales en terrenos no homogéneos, o donde hay una gran variación en las cargas de las distintas columnas y/o muros.

10.1.2. Especificaciones generales de diseño Las fundaciones deben reflejar los supuestos del modelo de análisis empleado, tanto en su geometría como en sus características de rigidez y masa. Se debe comprobar que las fundaciones tengan un comportamiento satisfactorio tanto ante la acción de cargas estáticas como ante la acción de cargas sísmicas, verificando que la presión de contacto entre el suelo y la fundación sea tal que las deformaciones inducidas localmente, así como el asentamiento diferencial entre fundaciones adyacentes sean aceptables para la estructura.

10.1.3. Asentamientos El asentamiento de cada fundación debe evaluarse teniendo presente al menos las siguientes potenciales fuentes:

i. Asentamiento “instantáneo” producto de la solicitación permanente.

i. Asentamiento “instantáneo” sísmico producto de la solicitación del terremoto de diseño.

i. Asentamiento por consolidación, si el terreno es un suelo fino limoso o arcilloso.

v. Asentamiento sísmico por acomodo de partículas, si el terreno está constituido por suelos arenosos y/o gravosos de densidad relativa inferior a 70%.

El asentamiento instantáneo, que suele asociarse con asentamiento elástico, es evaluado a través del uso de constantes de balasto. El asentamiento por consolidación de suelos finos (limos y arcillas) que se desarrolla en el tiempo, es posible de ser evaluado a través de la teoría de consolidación y debe ser proporcionado en el informe de mecánica de suelos. El asentamiento por acomodo de partículas ocurre por la acción sísmica en suelos granulares (arenas, gravas, bolones) en estado de compacidad media y suelta. Su estimación debe ser proporcionada en el informe de mecánica de suelos.

C10.1.3. Asentamientos Es importante señalar que existen suelos arcillosos expansivos, que frente a aumentos de humedad reaccionan aumentando su volumen y por tanto generando un levantamiento del terreno y eventualmente también de las fundaciones y radieres. Frente a una disminución de humedad estos suelos se contraen, generando importantes asentamientos. El informe geotécnico debe incluir las recomendaciones pertinentes en caso de existir suelos expansivos. También es importante destacar que en el norte de Chile existen suelos salinos, los cuales al contacto con agua pueden reaccionar con significativo asentamiento producto de la disolución de sales. El informe geotécnico debe incluir las recomendaciones pertinentes en caso de existir suelos salinos.

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La interacción de las fundaciones con el terreno debe ser incluida. Esta puede ser incorporada mediante la modelación con resortes elásticos desacoplados, vertical y horizontal. 10.1.4 Constante de Balasto Vertical para Carga Centrada Estática La teoría de elasticidad permite evaluar, para un semi-espacio infinito elástico isótropo, el asentamiento vertical, , inducido por una solicitación vertical estática, q, actuando sobre una cierta área, por medio de la siguiente expresión:

qE

IB )1( 2

donde: I : Factor de influencia (Tabla 10.1). B : Ancho menor, o diámetro del sector cargado. E : Módulo de deformación del terreno. : Módulo de Poisson.

Q : Carga vertical estática. Por su parte, la constante de balasto vertical, kV, de un terreno, corresponde al parámetro que relaciona la compresión aplicada, q, y la penetración (o asentamiento), , con que responde dicho terreno. Es decir:

Vkq Luego, la expresión de la constante de balasto de un medio isótropo elástico es:

IBEq

kV )1( 2

Por ejemplo, si las unidades de q son (kg/cm2) y la unidad de es (cm), las unidades de la constante de balasto resultan ser (kg/cm3). Si el terreno presenta un módulo de deformación constante con la profundidad, por ejemplo, en un suelo arcilloso pre-consolidado, la constante de balasto resulta inversamente proporcional al ancho menor de la fundación. Es decir:

BConst

BIE

kV

1)1( 2

C10.1.4 Constante de Balasto Vertical para Carga Centrada Estática Es importante tener presente que la modelación de un continuo elástico, isótropo, requiere de dos constantes, por ejemplo, módulo de deformación y módulo de Poisson. Si este continuo se modela a través de un único parámetro elástico (constante de balasto), este parámetro resulta dependiente del modo de carga, la forma del área cargada y el tamaño de ésta.

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En cambio, en un medio arenoso o gravoso, es común que el módulo de deformación aumente con la profundidad producto del aumento de confinamiento, o por mejora del terreno con la profundidad. En este caso es posible utilizar el módulo de deformación del terreno que se desarrolla en una profundidad igual al ancho menor de la fundación, B. De aflorar el basamento rocoso en la profundidad B, el informe geotécnico debe proporcionar la constante de balasto, explicitando el detalle de su estimación. Es importante que la estimación del módulo de deformación sea compatible con el nivel de deformación a que estará sometido el terreno de fundación, de manera que el valor resultante de la constante de balasto sea válido. Esto debe estar consignado en el informe geotécnico. En este contexto, la constante de balasto a ser utilizada en el análisis sísmico es usualmente mayor al utilizado en el análisis estático. Casos especiales de terreno, por ejemplo, con heterogeneidades en sentido horizontal, geometrías atípicas y suelos especiales que no cumplen las hipótesis antes mencionadas, deben estar explícitamente abordados en las recomendaciones pertinentes del informe geotécnico. Tabla 10.1.- Factores de Influencia (Whitlow, 1994)

Forma Fundación Flexible

Fundación rígida Centro Esquina Promed

io Circular 1.00 0.64 0.89 0.79

Cuadrada 1.122 0.561 0.946 0.82

Rectangular L/B =1.5

1.358 0.679 1.148 1.06

2.0 1.532 0.766 1.3 1.2

3.0 1.783 0.892 1.527 1.42

4.0 1.964 0.982 1.694 1.58

5.0 2.105 1.052 1.826 1.7

10.0 2.54 1.27 2.246 2.1

100.0 4.01 2.005 3.693 3.47

Como método simplificado alternativo, en una profundidad igual al ancho menor de la fundación, B, es posible discretizar el terreno en n sub-estratos, cada uno de los cuales se caracteriza por espesor, hi, área colaborante, Ai, y módulo de deformación, Ei (Fig. C10.1).

Fig. C10.1.- Caso con tres estratos El módulo de deformación equivalente del terreno, Eeq, se evalúa mediante la siguiente expresión:

Por otra parte, módulo de Poisson equivalente se evalúa como:

En aquellos casos en que en la profundidad B existan diferentes estratos de suelos, la expresión anterior es utilizable de manera directa, incluyendo cada uno de los estratos presentes en la profundidad B.

h1

h2

h3

1

2

A1

A2

A3

E1 , ν1

E2 , ν2

E3 , ν3

B

B

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10.1.5 Constante de Balasto Vertical para Carga Estática Excéntrica En el caso de carga vertical excéntrica, es decir con un momento actuante, la constante de balasto vertical, kV , puede ser estimada en base a la definida anteriormente para carga centrada, de acuerdo a la siguiente relación:

VV kk 2 Valores diferentes deben ser proporcionados y justificados en el informe geotécnico.

10.1.6 Constante de Balasto Horizontal para Carga Lateral Estática: Es importante tener presente que para cargas laterales reversibles (en un sentido y luego en el opuesto), es posible que se genere un espacio entre los costados de la fundación y el terreno, el que prácticamente anula la colaboración del terreno lateral frente a la solicitación horizontal después de algunos ciclos. Consecuentemente, la interacción del terreno con la fundación se podría genera exclusivamente a nivel de contacto de la base de la fundación. Para una fundación superficial, rígida, la constante de balasto horizontal estática queda definida por la siguiente expresión (Gazetas 1991):

Donde, G representa el módulo de corte y corresponde al módulo de Poisson. Las dimensiones L y B se ilustran en la Fig. 10.3.

Fig. 10.3 - Dimensiones B y L, fundación rígida

superficial

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10.1.7 Constantes de Balasto Sísmicas Para análisis sísmicos, se pueden utilizar las constantes de balasto estáticas amplificadas en un 50%. Valores diferentes deben ser proporcionados en el informe geotécnico y adecuadamente justificados.

10.1.8 Requisitos de Diseño Para el control del asentamiento diferencial (ver Fig. 10.4) se aceptará la siguiente tabla de distorsión angular límite, salvo que se demuestre que valores mayores son tolerables por la estructura y el nivel de operación requerido:

Fig. 10.4 - Asentamiento diferencial

Tabla 10.2. – Distorsión angular límite ( )

= / L Descripción

1/250 Dificultades en estructuras sin equipos

1/300 Dificultades en operación de puentes grúas

1/500 Daño en estructuras de hormigón

1/600 Daño en estructuras arriostradas

1/750 Dificultades en equipos sensibles a asentamientos

Requisito de área comprimida bajo fundaciones superficiales rígidas: a) Estructuras o equipos apoyados sobre

fundación rígida única: Se debe cumplir con un área en compresión ≥ 80%, si las cargas sísmicas solicitantes provienen de un análisis estructural con R > 1. Se debe verificar para R = 1, que el factor de seguridad al volcamiento es

C10.1.8 Requisitos de Diseño Las estructuras del tipo viga cantilever (chimenea, aerogeneradores, etc.), en general, requieren de una importante fundación, cuya masa puede resultar gravitante en el comportamiento dinámico, razón por la cual el no incluir la masa sísmica por debajo del terreno puede ser inapropiado.

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igual o superior a 1.5, o equivalentemente que se desarrolla un área en compresión igual o mayor a 50%.

b) Estructuras o equipos apoyados sobre más de una fundación: Cada fundación debe cumplir en su base con un área en compresión ≥ 50%, para cualquier combinación de carga.

Bajo la acción sísmica, las fundaciones resultan sometidas a cargas inclinadas (componente horizontal) y excéntricas (con momento). Por esto la evaluación de la capacidad de soporte debe incluir estas condiciones, lo cual debe quedar explícitamente establecido en el informe geotécnico. En aquellos casos donde existe interacción entre fundaciones adyacentes, vale decir cuando la distancia mínima entre dichas fundaciones es menor o igual al ancho de la fundación de menor dimensión, se debe evaluar su interacción en términos de capacidad de soporte y asentamiento. Fundaciones apoyadas en terrenos inclinados, o cercanos a singularidades geométricas, como taludes, deben ser analizadas teniendo presente estas condiciones. La estimación de la capacidad de soporte debe incluir estas condiciones, lo cual debe quedar explícitamente establecido en el informe geotécnico. El dimensionamiento por resistencia de la fundación se debe efectuar para todas las combinaciones de cargas mayoradas consideradas en el diseño del resto de la estructura. La verificación de las tensiones inducidas al suelo, su deformación y la estabilidad de las fundaciones se debe realizar para todas las combinaciones de cargas no mayoradas aplicables. 10.1.9. Losa de fundación Diversas razones, como la necesidad de disminuir asentamientos diferenciales, o desarrollar mayor capacidad de soporte, pueden hacer optar por la utilización de una losa de fundación, sobre la cual los diferentes elementos estructurales que transfieren su carga al terreno (muros, columnas) se apoyan.

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Para considerar que una losa es rígida (desde un punto geotécnico) se debe cumplir que, en toda faja de la losa, la distancia, L, entre bordes de columnas o muros ubicados en dicha faja, es menor que:

44

,75.1IE

kBL V

Donde, B es el ancho de la faja considerada, kV representa la constante de balasto vertical, I es el momento de inercia de la faja de ancho B y E corresponde la Módulo de Deformación del material de la losa. Para una losa que no resulta ser rígida de acuerdo al criterio anterior, el análisis estructural de la losa requiere la utilización de medios numéricos, incorporando, por ejemplo, una cama de resortes, teniendo la precaución de verificar que en el análisis no resulten resortes en tracción. De existir resortes en tracción, éstos deben ser anulados. Para el caso de una losa rígida, es posible asumir una distribución de tensiones de contacto, bajo la losa, de forma plana. Consecuentemente, la fuerza resultante de las presiones en el suelo es coincidente con la resultante de las cargas provenientes de la estructura. Conocida la distribución de cargas en la losa, es posible desarrollar el análisis estructural de ésta. 10.2. Fundaciones Profundas

10.2.1. Se entiende por fundación profunda, desde un punto de vista geotécnico, a aquellas en que la razón entre profundidad de enterramiento y ancho de la fundación es mayor a 5. Fundaciones profundas como pilas-pilote, pilotes, micropilotes y otros sistemas, comúnmente se utilizan cuando las fundaciones superficiales no resultan factibles debido a insuficiente capacidad de soporte y/o exceso de asentamiento. También son apropiados cuando existe riesgo de inundación y erosión, o cuando la existencia de napas de agua en suelos permeables hace prácticamente inviable la excavación requerida para la construcción de una fundación.

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10.2.2. Los pilotes se consideran aislados cuando la distancia entre ellos (de centro a centro de pilotes) es igual o mayor a 5 veces el diámetro. De lo contrario se consideran interactuando entre ellos como un grupo de pilotes. Por otra parte, la distancia mínima entre pilotes debe ser igual o superior a 3 veces el diámetro.

10.2.3. El uso de fundación profunda debe ser respaldado en el informe geotécnico, indicando el programa de exploración del terreno que valida su uso. El informe geotécnico debe cumplir con haber prospectado y caracterizado geotécnicamente el terreno en una profundidad mínima de 5 veces el diámetro por debajo de la punta de pilotes aislados y a lo menos 15 m por debajo de la punta de un grupo de pilotes.

10.2.4. La capacidad de soporte vertical (por punta y fuste) y lateral, así como las constantes de balasto vertical y lateral de los pilotes aislados y su reducción para el caso de grupo, deben ser explícitamente definidos en el informe geotécnico.

10.2.5. En aquellos casos que se prevé el desarrollo de fricción negativa sobre los pilotes, por una parte, se debe incorporar este efecto disminuyendo la capacidad de soporte del pilote (punta menos fricción negativa), y por otro, se debe incluir como carga externa para el diseño estructural del pilote, utilizando el factor de mayoración respectivo (carga permanente 1.3).

10.2.6. El elemento estructural constitutivo del pilote o micropilote, sea de acero u hormigón, será diseñado en apego al código del material que corresponda, esto es AISC360-2010 o ACI318-2014, poniendo énfasis tanto en los aspectos flexurales, como de pandeo y durabilidad.

10.2.7. El análisis estructural debe incluir la interacción de los pilotes con el terreno, para lo cual se puede considerar el uso de resortes que permitan modelar dicha interacción, o llevar a cabo una modelación integral con el suelo adyacente.

10.2.8. En el caso de potencial ocurrencia del fenómeno de licuefacción del terreno que rodea a los pilotes, el informe geotécnico debe indicar las potenciales cargas laterales sobre los pilotes, si existe la posibilidad de un flujo lateral del terreno licuado, o explícitamente descartar un posible flujo lateral del terreno.

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11 Estanques

11.1 Estanques verticales de acero apoyados en el suelo

C.11.1 Estanques verticales de acero apoyados en el suelo

11.1.1 Estanques cilíndricos verticales de sección circular con el fondo apoyado sobre una fundación a nivel de terreno.

C.11.1.1 Alcance Los grandes estanques apoyados directamente en el suelo tienen uso generalizado en las industrias. La mayoría son circulares de acero, pero hay unos pocos de hormigón armado o de forma rectangular. Los líquidos más usados son el petróleo, el agua y otros especiales como ácido sulfúrico, oxígeno líquido, alcohol, etc.

11.1.2 Los siguientes requerimientos se aplican a estanques cuyo manto de acero tiene la forma de un cilindro recto de sección circular con eje vertical y con el fondo apoyado directamente sobre una sub-base en la cara superior de una fundación a nivel de terreno o muy próxima a dicho nivel. Estos estanques pueden almacenar cualquier tipo de

C.11.1.2 Principios generales y normas En general se aplican las normas norteamericanas de diseño y construcción del American Petroleum Institute API para productos petroleros y de la American Waterworks Association AWWA y el American Concrete Institute ACI para agua (39, 40, 41 y 42). También se han usado las recomendaciones de la New Zealand National Society for Earthquake Engineers NZ, aplicables a cualquier líquido y material; estas especificaciones, publicadas originalmente en 1986, son muy completas, pero fueron modificadas el año 2000 porque eran demasiado conservadoras (43, 44). Todas las normas tienen dos secciones importantes, la Sísmica que determina los esfuerzos sísmicos considerando la ubicación, riesgo y seguridad requerida, y la de Diseño que permite dimensionar los estanques y sus fundaciones. En esta norma se especifica la acción sísmica de acuerdo con nuestras condiciones, que son distintas de la API, AWWA o NZ. Conocidas las fuerzas sísmicas el diseño se hace según la norma adoptada entre las citadas. Esta filosofía se aplica también en los Estados Unidos (45).

11.1.3 Los estanques considerados en esta sección no están provistos de ningún sistema de aislación sísmica, como tampoco de dispositivos expresamente diseñados para la disipación de energía. líquido.

C.11.1.3 a C.11.1.5 Masas y períodos En el diseño hay que considerar, para la masa líquida, dos porciones, la impulsiva que vibra al unísono con la estructura y la convectiva, sobre ella, que tiene oleaje. Las tres normas citadas en 11.1.2 tienen fórmulas para determinar las masas y los períodos de cada una, que son prácticamente coincidentes.

11.1.4 En todo aquello que no contradiga las disposiciones del presente articulado, y conforme al material del estanque y su contenido, se acepta el uso de las siguientes normas o recomendaciones de diseño de estanques: API 650 Welded Tanks for Oil Storage, Storage Tanks, Seismic Design of Storage Tanks de la New Zealand National Society for Earthquake Engineering, en conjunto con New Zealand Standard 4203, AWWA D100 Welded Carbon Steel Tanks for Water Storage, u otras normas internacionalmente reconocidas y específicamente aceptadas por el profesional

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especialista que aprueba el proyecto, de acuerdo a lo indicado en 4.4.2. En particular, el esfuerzo de corte basal de diseño se debe calcular de acuerdo a la cláusula 5 de esta norma, y no debe ser inferior al valor que resulta de aplicar las disposiciones 11.1.10 a 11.1.12. En el diseño de cada estanque se debe usar sólo una de las normas anteriores, evitando mezclar disposiciones de normas diferentes. Debe considerarse que las normas neozelandesas consideran factores de carga y resistencia, mientras que las restantes citadas anteriormente son de tensiones admisibles. 11.1.5 El modelo de análisis debe considerar tanto la respuesta horizontal impulsiva, en la cual una porción del contenido vibra al unísono con el manto del estanque; como también la respuesta horizontal convectiva, asociada al oleaje en la superficie libre. 11.1.6 Para efectos del cálculo de los períodos y masas participantes en los modos impulsivo, convectivo y vertical, se puede considerar que el estanque es infinitamente rígido. 11.1.7 La determinación de las masas hidrodinámicas y los períodos asociados a los modos de respuesta impulsivo y convectivo se debe hacer según lo especificado en las normas de diseño mencionadas en 12.1.3, según corresponda. 11.1.8 El nivel de líquido en reposo a considerar en el análisis sísmico debe ser (como mínimo) el nivel máximo de operación en condiciones normales, el que deberá estar claramente definido en la hoja de datos preparada por los ingenieros de procesos que asesoren al propietario del estanque. En los casos que exista una boquilla de rebose en la zona superior del manto no será necesario considerar dicho nivel de líquido para el análisis sísmico, debido a que corresponde a una condición de operación eventual, con una baja probabilidad de ocurrencia simultánea con el sismo. No obstante, lo anterior, el propietario o sus representantes podrán exigir dicho nivel de líquido en reposo para el cálculo sísmico, pero ello deberá quedar indicado expresamente en la hoja de datos entregada al ingeniero que efectuará el cálculo del estanque. 11.1.9 La masa del techo a considerar en el análisis

C.11.1.6 a C.11.1.13 Análisis y diseño Para determinar los esfuerzos sísmicos y los parámetros estructural y amortiguamiento se hizo un estudio comparativo de ocho estanques de acero y dos de hormigón, de dimensiones suficientes para cubrir las necesidades de la práctica, y se compararon los resultados con los valores de las normas citadas en 11.1.2. Las relaciones entre los coeficientes sísmicos, para los 10 estanques, fueron las siguientes: NCh2369/API

1,01 a 1,17

NCh/AWWA

0,80 a 0,90

NCh/NZ 0,96 a 1,00

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sísmico deberá incluir todos sus componentes estructurales, tales como planchas, vigas y otros; pero también deberá incluir todos los accesorios adheridos en forma permanente, tales como barandas, pasarelas, equipos y otros. En el caso que exista sobrecarga de nieve, se deberá indicar expresamente en la hoja de datos del estanque la altura total de nieve sobre el techo, y el peso específico que se deberá considerar para la nieve. El cálculo del peso total del techo y de la posición de su centro de gravedad deberá considerar todos los componentes permanentes más la presencia de la nieve. 11.1.10 Para estanques metálicos se debe usar un valor máximo Ri=4 del factor de modificación de respuesta impulsiva en el caso que el estanque esté mecánicamente anclado contra el volcamiento y Ri=3.5 en el caso de estanque no anclado contra el volcamiento. 11.1.11 Para la respuesta convectiva se debe usar el valor del factor de modificación de respuesta Rc =1 (API650 (2), AWWAD100 (1.5)). 11.1.12 Para la acción sísmica horizontal, la aceleración espectral de diseño correspondiente al modo impulsivo debe ser igual al coeficiente sísmico máximo indicado en tabla 5.7 para un amortiguamiento de 2%. La aceleración espectral de diseño correspondiente al modo convectivo, debe ser determinada de acuerdo a la expresión (5-2) considerando un amortiguamiento de 0.5%, y en ningún caso este valor será menor que 0.10 * A0/g. 11.1.13 La acción vertical, el coeficiente sísmico vertical debe ser igual a 2/3 del coeficiente del modo impulsivo. 11.1.14 El diseño debe considerar los coeficientes de importancia que corresponda según 4.3.2, por los cuales se debe multiplicar cada una de las aceleraciones indicadas. 11.1.15 En los casos que corresponda, los esfuerzos y deformaciones modales se deben superponer de acuerdo al criterio especificado en la norma de diseño utilizada. 11.1.16 En el caso de usar métodos de diseño por factores de carga y resistencia los esfuerzos deben ser combinados según lo indicado en 4.5.

C.11.1.14 Pernos de anclaje Las disposiciones sobre pernos de anclaje se han aplicado con éxito en los proyectos nacionales de las últimas décadas. C.11.1.11 a C.11.1.18 Se especifican métodos para evitar que los estanques sin pernos de anclaje se deslicen fuera de las fundaciones, que haya daños en la techumbre por la compresión del aire o golpes del líquido convectivo o haya problemas secundarios en la estructura y cañerías.

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11.1.17 Las planchas del fondo que queden ubicadas debajo del manto deberán ser soldadas mediante uniones de tope con penetración completa. En el caso de diámetros iguales o menores que 8 metros, la soldadura de todas las planchas de fondo debe ser ejecutada mediante uniones de tope. Para estanques de diámetros mayores que 8 metros se deberá usar un conjunto de planchas perimetrales soldadas con uniones de tope, y las planchas de fondo ubicadas en el interior del conjunto de planchas perimetrales podrán tener uniones traslapadas, con soldadura de filete en sus caras superiores. En ningún caso se aceptará que las uniones traslapadas lleguen hasta el exterior del manto. 11.1.18 En el caso de estanques metálicos no anclados contra el volcamiento, es decir en los que por acción sísmica se produce un despegue de una parte del fondo, con lo cual una porción de líquido puede considerarse efectiva para contrarrestar la tendencia al volcamiento, se debe definir por cálculo el ancho interior mínimo que deben tener las planchas perimetrales soldadas de tope. En este caso también se debe verificar la soldadura que une la plancha perimetral de fondo y la plancha del manto, de manera tal que se verifique que es posible que exista una rótula plástica en dicha unión, que es uno de los supuestos básicos para la acción de auto anclaje. En este caso esta soldadura deberá ser de tope con penetración completa, más una soldadura de filete interior y otra soldadura de filete exterior; y en ningún caso podrá ser sólo un par de soldaduras de filete interior y exterior. 11.1.19 En estanques metálicos anclados contra el volcamiento mediante pernos de anclaje se determinará la cantidad de pernos y el diámetro nominal de los pernos considerando la que fuerza de tracción en condición sísmica actúa sobre el área en la raíz del hilo en condición corroída. En la hoja de datos entregada por el fabricante para el diseño del estanque deberá estar dado el valor de la disminución admisible del diámetro nominal del perno por corrosión, y sobre la base de este último valor el diseño del estanque deberá adoptar un criterio que permita justificar el diámetro en la raíz que adopte para la determinación del diámetro nominal y la cantidad de pernos requeridos. 11.1.20 El sistema de anclaje deberá considerar un dispositivo que les permita transferir corte entre la cara superior de la fundación y la plancha perimetral

Las recomendaciones se basan en los daños observados en los terremotos de Alaska de 1964 y de Chile de 1960 y 1985 y en las recomendaciones hechas en cada oportunidad (1, 27, 28, 46, 47, 48, 49 y 50).

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del fondo del estanque, además el diseño de esta plancha perimetral y de las sillas de anclaje deben garantizar que el 100% de los pernos sean efectivos para tomar el corte sísmico en cualquier condición de dilatación o contracción del manto por acción térmica. De no cumplirse lo anterior y para estanques con 8 o más pernos de anclaje, el diseño se debe hacer considerando activo un tercio del número total de pernos para tomar la totalidad del esfuerzo de corte sísmico. Para el diseño de los pernos se deben aplicar las correspondientes fórmulas de interacción corte-tracción con la tracción máxima y el corte calculado. Para anclajes con esfuerzos de corte superiores a 5 ton, el corte sísmico total deberá ser transferido mediante llaves de corte distribuidas uniformemente por debajo del perímetro del manto, sin tomar en cuenta la participación de los pernos de anclaje en la resistencia al corte. La fuerza de corte para el diseño de una llave cualquiera tendrá una magnitud igual al esfuerzo de corte sísmico basal total dividido por la mitad del número total de llaves y su dirección será la de la tangente al manto según la horizontal. 11.1.21 Los estanques anclados contra volcamiento mediante pernos de anclaje deberán tener sillas de anclaje, las que deberán cumplir como mínimo con las exigencias indicadas en 8.6.2 de esta norma. El diseño de las placas componentes de la silla se deberá efectuar mediante algún método reconocido, considerando una fuerza de tracción en el perno de anclaje igual al producto de la tensión de fluencia del perno multiplicada por el área en la raíz del hilo correspondiente al diámetro nominal, es decir, sin considerar pérdida de espesor por corrosión. Para esta misma condición se deberá estudiar la acción local ejercida por los componentes de la silla sobre el manto. 11.1.22 En estanques en los que el manto está soldado a una placa base perimetral anular, ya sea que tengan anclaje mecánico o que estén auto anclados (sin anclajes) contra el volcamiento, se deberá verificar la flexión de esta placa cuando está sometida a la fuerza de compresión ejercida por el manto en su cara superior, como a la reacción ejercida por el mortero de nivelación en su cara inferior. Se debe verificar esta placa anular ubicada debajo de la zona del manto que queda sometida a la mayor fuerza de compresión longitudinal por unidad de longitud circunferencial. Se deberá determinar la

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distribución de la presión de contacto ejercida por el mortero de nivelación mediante un método de cálculo reconocido, tal como el de una viga sobre apoyo elástico. Se deberá verificar que la tensión de flexión máxima en la placa anular perimetral, como también la tensión de aplastamiento a la que queda sometido el mortero estén dentro de los valores admisibles. 11.1.23 En el caso de estanques metálicos mecánicamente anclados mediante pernos de anclaje instalados en sillas de anclaje, todos los pernos deberán tener tuerca y contratuerca, apretadas en forma manual, a las que posteriormente se aplicará un octavo de vuelta de tuerca con una llave. Las distancias circunferenciales máxima y mínima entre pernos de anclaje instalados sobre sillas de anclaje deben ser 3 metros y 0.6 metros respectivamente. 11.1.24 En el caso de estanques metálicos mecánicamente anclados contra volcamiento mediante pernos de anclaje instalados en consolas de anclaje (silla aislada), se podrá colocar más de un perno en cada consola, pero ello sólo se podrá efectuar con la aprobación previa del diseñador de la fundación, de manera que se asegure que no existirán problemas para que los pernos trabajen adecuadamente. El diseño de las placas que componen las consolas, así como la acción local de las consolas sobre el manto deberá ser justificado por el diseñador del estanque. 11.1.25 En estanques metálicos no anclados contra el volcamiento, en los que el anillo de planchas perimetrales de fondo quede apoyado sobre una fundación anular, la que puede ser de hormigón o de grava compactada, se podrá considerar que el corte basal total es transferido mediante una conicidad del fondo, con la correspondiente conicidad de la cara superior de la base ubicada en la zona interior de la fundación anular. Esta zona debe tener una inclinación desde el borde y hacia el centro de 1% como mínimo. 11.1.26 En todo tipo de estanques metálicos en los que existan diferencias mayores que 20°C entre la temperatura ambiente normal durante el montaje y las temperaturas máxima y mínima de diseño, los sistemas de anclaje sísmico deberán estar diseñados para trabajar en esas condiciones.

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11.1.27 Para reducir el riesgo de derrames y prevenir daños en el techo y en la parte superior del manto, se debe dejar una revancha entre la superficie libre del líquido en reposo y el borde superior del manto, la que debe ser mayor o igual que la altura de la ola del modo convectivo medida con respecto a la superficie libre. El cálculo de la altura de la ola en metros se efectuará aplicando la expresión dada en la norma que se haya adoptado para el diseño, y en el caso que dicha norma no indique una expresión se deberá usar la siguiente:

h = 0.42 * D * Af en que D es el diámetro nominal del estanque en metros y Af es igual a la aceleración espectral convectiva, expresada como fracción decimal de la aceleración de gravedad, multiplicada por el factor de modificación de la respuesta convectiva Rc, es decir:

Af = Ac * Rc.

11.1.28 En el caso de estanques metálicos que tengan un techo flotante externo, con el fin de evitar que éste se monte sobre el borde superior del manto por acción de la ola, se exigirá que la revancha sea un 20% mayor que el valor calculado de la altura de la ola. 11.1.29 Se deberá verificar estructuralmente el techo y la zona de unión del techo con el manto sometida a la distribución de presiones ejercidas por la ola sísmica considerada. 11.1.30 Cuando en el interior del estanque existen columnas, cañerías y otros elementos internos que deban resistir el paso de la ola del modo convectivo, se deberá justificar el comportamiento estructural de dichos elementos mediante un método de cálculo reconocido. 11.1.31 Para reducir los daños secundarios causados por el movimiento del líquido en estanques metálicos que tienen techos soportados mediante columnas, vigas y costaneras, es posible utilizar algunas de las siguientes medidas: a) no soldar las planchas de techo a las costaneras b) duplicar el diámetro normal de los escapes de

aire en el techo c) permitir el desplazamiento vertical de las

columnas sobre el fondo

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11.1.32 Los sistemas de cañerías exteriores y los puntos de conexión de éstas al estanque deben ser diseñados con una amplia capacidad de deformación para evitar daños debidos a los posibles levantamientos del fondo, o a los desplazamientos laterales del estanque. En el caso de estanques metálicos que no están mecánicamente anclados contra el volcamiento mediante pernos de anclaje, es decir, estanques no anclados o estanques anclados mecánicamente mediante tirantes (straps), es necesario determinar los desplazamientos máximos verticales y horizontales esperados en distintas zonas del estanque, utilizando para ello métodos de cálculo reconocidos, con el fin de entregar dichos valores a los diseñadores del sistema exterior de cañerías que se conectan con el estanque, quienes deberán tener en cuenta estas exigencias correspondientes a las deformaciones esperadas en los puntos de unión de las respectivas cañerías con el estanque, para así diseñarlas con la flexibilidad necesaria. 11.1.33 Las planchas del manto pueden alinearse verticalmente, siendo un método usual el alineamiento a lo largo de la superficie interior, manteniendo constante el diámetro interior. 11.1.34 Cuando la temperatura de diseño sea mayor que 100°C, se deberán aplicar factores que reduzcan las tensiones admisibles en función de la temperatura, tanto de tracción circunferencial, como de compresión longitudinal. En el caso en que la norma de diseño utilizada no contemple un método para este efecto, se deberán determinar factores de reducción de las tensiones admisibles en función de la temperatura mediante algún método reconocido que el diseñador deberá justificar.

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11.2 Estanques de Hormigón Armado enterrados y superficiales Las Siguientes disposiciones se aplicarán a estanques cilíndricos y rectangulares de hormigón armado de eje vertical, con el fondo apoyado directamente sobre el suelo o subsuelo. 11.2.1 Definiciones Para los efectos de su análisis sísmico, agruparemos los estanques de hormigón armado en las siguientes categorías: Estanques Apoyados a nivel superficial de terreno o semi-enterrados. Estanques subterráneos o enterrados bajo el nivel de terreno La normativa base a utilizar para la determinación de las fuerzas sísmicas hidrodinámicas de los líquidos contenidos serán las del Instituto Americano del Concreto, “ACI 350.3 Standard Practice for the Seismic Design of Liquid Containing Structures” u otras de exigencia similar o superior de acuerdo con la apreciación del Ingeniero especialista. 11.2.2 Cargas Sísmicas en Estanques apoyados a nivel superficial de terreno semi-enterrados Las cargas hidrodinámicas por la acción Sísmica del líquido se determinarán mediante la aplicación del Código ACI 350.3 La aceleración espectral horizontal de diseño o coeficiente sísmico en modo impulsivo se determinarán para un valor máximo de modificación de la respuesta R=3 y un valor de ξ = 0.03. Este valor de R se aplicará a la construcción normal de unión continua entre pared y base. Si esta condición no se cumple se podrán usar otros valores menores que el proyectista deberá proponer y justificar. El coeficiente sísmico resultante no podrá ser inferior a 0.10 Ao/g, ni exceder los máximos definidos en tabla 5.1, siempre y cuando estos no sean menores a los que resultan de la aplicación directa de las fórmulas del código ACI.350, en cuyo caso estás últimas controlarán el diseño.

C.11.2.1 Para los efectos de su análisis sísmico, agruparemos los estanques de hormigón armado en las Siguientes categorías Estanques Apoyados a nivel superficial de terreno, son estanques con losa de fundación de apoyo, los que pueden estar cerrados o abiertos en su parte superior. Estanques subterráneos o enterrados bajo el nivel de terreno. Para los efectos de la aplicación de las presentes normas, se entenderán como subterráneos todos aquellos estanques enterrados bajo el nivel de terreno ya sea completamente o de manera tal que al menos todos sus paramentos verticales se encuentren en contacto con el terreno. C.11.2.2 El modelo de análisis deberá considerar tanto la respuesta horizontal impulsiva, en la cual una porción del contenido vibra al unísono con el manto del estanque; como también la respuesta horizontal convectiva, asociada al oleaje en la superficie libre. El nivel de líquido en reposo a considerar en el análisis sísmico deberá ser el nivel máximo de operación en condiciones normales, el que deberá estar claramente definido en la hoja de datos preparada por los ingenieros de procesos que asesoren al propietario del estanque. Para la acción sísmica horizontal, la aceleración espectral de diseño correspondiente al modo impulsivo debe ser igual al coeficiente sísmico máximo indicado en tabla para un amortiguamiento de 3%. La aceleración espectral de diseño correspondiente al modo convectivo, debe ser determinada de acuerdo con un amortiguamiento de 0.5%, y en ningún caso este valor será menor que 0.10 * A0/g. En los casos que corresponda, los esfuerzos y deformaciones modales se deben superponer de acuerdo al criterio especificado en la norma de diseño utilizada. En el caso de usar métodos de diseño por factores de carga y resistencia los esfuerzos deben ser combinados según lo

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La aceleración espectral horizontal de diseño o coeficiente sísmico en modo convectivo no deberá ser menor que el determinado considerando un factor R=1 y un factor de amortiguamiento ξ = 0,005, y en todo caso no menor que 0.10 Ao/g. Para los efectos del cálculo de los períodos y masas participantes en los modos impulsivo y convectivo, se podrá suponer que el estanque es suficientemente rígido. En el caso de aplicación de un análisis dinámico, los esfuerzos y deformaciones modales horizontales se deberán superponer de acuerdo al criterio de combinación propuesto en ACI 350.3. Para la Determinación de los esfuerzos cortantes y momento sísmicos totales a nivel basal, las solicitaciones impulsivas del estanque, se combinarán en forma cuadrática con las correspondientes cargas convectivas. En la determinación de los esfuerzos totales se deberán considerar adicionalmente el efecto sísmico de la porción de suelos y napas freáticas sobre las paredes del estanque. El coeficiente sísmico vertical aplicado en forma simultánea deberá ser igual a 2/3 del coeficiente sísmico del modo impulsivo, sus efectos a ser combinados con los de los horizontales de acuerdo con lo estipulado en la presente norma. Los estanques considerados en esta sección, no estarán provistos de ningún sistema de aislación sísmica, como tampoco de dispositivos diseñados Para la disipación de energía Determinación de Cargas Sísmicas en Estanques enterrados o subterráneos Para la determinación de las cargas sísmicas, estas se estimarán separándolas en las siguientes categorías: Cargas sísmicas generadas por la acción sísmica dinámica sobre el líquido contenido, sobre la masa del estanque, y los equipos u otros pesos al interior de este. El cálculo de masas impulsivas y convectivas se hará utilizando la norma ACI 350.3 ya referenciada.

indicado en xx El esfuerzo cortante basal total a nivel de Sello de fundación se determinará con la siguiente fórmula: Vi : Fuerza Cortante Impulsiva de Estanque. Vw : Fuerza Cortante Impulsiva del líquido. Vr : Fuerza Cortante Impulsiva del techo. Vc : Fuerza Cortante Convectiva del líquido.

Mi : Momento Volcante Impulsivo de Estanque Mw : Momento Volcante Impulsivo del líquido Mr : Momento Volcante Impulsivo del techo Mc : Momento Volcante Convectivo del líquido

V Vi Vw Vr( )2 Vc2Vi

M M i M w M r( )2 M c2M i

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Cargas sísmicas generadas por la interacción suelo/estructuras, dependiendo de la deformación relativa del estanque con respecto a de la distorsión sísmica del suelo circundante. 11.2.3. Determinación de cargas generadas por la acción hidrodinámica del líquido sobre el estanque Para los efectos de la determinación de estas cargas, se aplicarán las mismas disposiciones indicadas para los estanques apoyados en superficie, salvo por la utilización de un factor de modificación de la respuesta R=4. 11.2.4 Cargas sísmicas producto de la interacción suelo-estanque La determinación de la magnitud de estas cargas sísmicas dependerá de los siguientes factores: Deformación angular por cortante del subsuelo confinante. Rigidez de deformación sísmica relativa del estanque o cámara, con respecto a la des-angulación sísmica del suelo. Los parámetros de deformación angular sísmica de suelos serán suministrados por el estudio geotécnico del área o en su defecto podrán ser estimados de acuerdo con los ábacos del manual de carreteras del Ministerio de Obras Públicas. Por razones de rigidez, el estanque normalmente va a generar deformaciones sísmicas menores a las generadas por la deformación angular por cortante del subsuelo, por lo que la determinación de las presiones lineales o cuadráticas de triangulo invertido en sus paramentos anversos y succiones en los paramentos reversos, se propone calcularlos utilizando los valores de la constante de balasto sísmico y el diferencial de deformación angular del suelo y del estanque, de acuerdo con la siguiente fórmula. ɤs : Distorsión Angular sísmica del suelo. ɤe : Distorsión angular sísmica del estanque. h : Altura exterior total del estanque. Kh: Coeficiente de balasto horizontal sísmico volumétrico a nivel superior de estanque. Ph : Valor de la presión o succión del empuje Sísmico

C.11.2.3 Para los efectos de facilitar la determinación de las cargas sísmicas a considerar en el análisis de los estanques enterrados, es que se ha decidido separarlos en las categorías definidas en este apartado. Para la determinación de la interacción de suelo-estanque, el Manual de Carreteras en su Volumen 3, propone la aplicación del modelo cinemático desarrollado por T. Kuesel para la ASCE Journal, 1968, el cual consiste en la modelación del estanque o cámara mediante el cálculo de resortes laterales y verticales, que representarían el efecto de la interacción sísmica del suelo y estanque. Para la estimación de las presiones sobre la cámara, esta se asume rígida e indeformable, advirtiéndose de que mientras mayor sea la flexibilidad lateral de esta, menores serán los esfuerzos producto de dicha interacción, llegando a valores mínimos en el caso de formación de rótulas basales. En resumen, se trata de un procedimiento para determinar los empujes sísmicos de la interacción suelo-estanque bajo el mismo concepto a partir del cálculo de resortes y no de presiones, lo que dificulta su aplicación en la definición de un modelo de cargas para su correspondiente procesamiento computacional. En el Manual de Carreteras también se hace mención a un sistema alternativo de pre-diseño que consistiría en asumir un desplazamiento Dh a tope superior de cámara igual a

Dh= ɤs· h Es decir, asumiendo que el desplazamiento A nivel de tope superior de la cámara es igual al de la deformación angular, asumiendo rotulas basales, el que es un criterio muy conservador incluso para fines de pre-diseño. Lo propio también puede afirmarse del procedimiento de cálculo recomendado en la Norma NCh 433, para el cálculo de presiones en muros de sótano que son de gran rigidez lateral muy mayores a las de un estanque enterrado En el caso de que la deformación angular sísmica del suelo a tope superior del estanque exceda la deformación de este, entonces solamente se producirán presiones de compresión estabilizantes en el paramento anverso. En caso de que el valor de ɤs no se encuentre disponible,

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del suelo a nivel superior del estanque.

Ph= (ɤs - ɤe)· h · Kh El cálculo de empujes se deberá hacer, considerando las alternativas de estanque lleno y de estanque vacío. El informe geotécnico del sitio deberá definir los valores de ɤs y Kh, así como los de presiones de suelos admisibles y asentamientos totales y diferenciales esperables en caso de sismo. El informe de suelos deberá incluir especialmente el análisis de riesgo de licuefacción.

se podrán utilizar referencialmente para diseño, los valores indicados en la tabla del Manual de Carreteras Vol. 3 N°3.1003.501 (3). El análisis de licuefacción se establece como requisito, debido a la alta incidencia de este factor en los daños post-sismo observados en los estanques de hormigón.

11.3 Estanques Elevados

C.11.3 Estanques Elevados

11.3.1 Se considera como estanques elevados a todos los tipos de estanques en los cuales el fondo no está apoyado directamente sobre una sub-base en la cara superior de una fundación a nivel de terreno o muy próxima a dicho nivel. En general, estos estanques están apoyados sobre una estructura cuya única o principal finalidad es la soportación del estanque, y en que la base de dicha estructura está anclada en una fundación a nivel de terreno, o muy próxima a dicho nivel. Los estanques soportados en niveles superiores de edificios y otras estructuras similares, deberán ser diseñados según las indicaciones del punto 7 de esta norma. Los estanques elevados más comunes son los destinados al almacenamiento de agua a presión atmosférica. Para capacidades del orden de 1000 m3 o mayores lo más común es que sean de hormigón armado o pretensado, soportados por una estructura del mismo tipo. Para capacidades del orden de unos cientos de m3 o menores, lo más común es que sean estanques metálicos soportados por una estructura metálica, la que puede ser un fuste tubular o una estructura enrejada. Otro tipo de estanques elevados son los recipientes esféricos utilizados en el almacenamiento en presión de gases licuados obtenidos de la destilación del petróleo, tales como propano, butano y otros. En estos casos, la forma más usual de soportación es mediante columnas ubicadas perimetralmente y conectadas directamente al manto del recipiente, las que tienen un sistema de diagonales de arriostramiento.

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También existen estanques cilíndricos verticales con fondo cónico o bombeado (semiesférico, semielipsoidal o toriesférico), apoyados sobre un faldón cilíndrico o tronco-cónico, que se extiende desde la fundación hasta la zona de unión del manto cilíndrico con el fondo. Otra forma de soportación alternativa para este mismo tipo de estanques es mediante consolas apoyadas sobre un anillo de soporte ubicado en el nivel de unión del manto cilíndrico con el fondo, y en que dicho anillo es soportado por una estructura compuesta por columnas y diagonales. Por último, un tipo muy particular de estanques que califican como elevados es el de los estanques con patas, las que se conectan directamente con el fondo del estanque. En el análisis sísmico de un estanque elevado se deberá considerar que el nivel de líquido es el que corresponde al nivel máximo en condición de operación normal. En el caso que la condición normal de operación sea la de estanque completamente lleno de líquido, sin que exista una superficie libre; como también en el caso de estanques cilíndricos verticales en los cuales la razón entre el diámetro y la altura de columna de líquido sea menor que 0.3, se podrá considerar que toda la masa líquida es impulsiva. Se deberá efectuar una verificación de tensiones locales del manto y/o del fondo en las zonas donde hay conexión con componentes estructurales del sistema de soporte, tales como columnas, consolas, patas, y otros. Esta verificación se deberá efectuar mediante algún método reconocido, y en ella se deberá considerar las combinaciones más desfavorables de las cargas sísmicas actuando en conjunto con las demás cargas aplicables. 11.3.2 Análisis En este capítulo se indican los requerimientos para el análisis y diseño de Estanques Elevados que están apoyados en pedestales y/o torres de hormigón armado y/o acero: 11.3.2.1 Se debe evitar mezclar disposiciones de normas diferentes, se deben aplicar los criterios indicados en los siguientes documentos: • NZS Seismic Design of Storage Tanks - fecha xxxx. • ACI 371R-xx Guide for the Analysis, Design and Construction of Concrete Pedestal Water Towers.

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• ACI 350.3 Seismic Design of Liquid Containing Concrete Structures and Commentary. • ACI 224R-01 Control of Cracking in Concrete Structures. • ACI 224.1R-93 Causes, Evaluation and Repair of Cracks in Concrete Structures. • ACI 224.2R-92 Cracking of Concrete Members in Direct Tension. 11.3.2.1.1 Los análisis tridimensionales se desarrollarán a través de programas computacionales, considerando grados de libertad, masas participantes y otros aspectos del análisis. 11.3.2.2 Se podrá optar entre un análisis estático o dinámico siempre que la distribución de masas en planta y elevación, no tenga una variación mayor a ±20% de la distribución uniforme. 11.3.2.3 Se podrá optar por un análisis estático, debido a que estas estructuras son susceptibles de ser reducidas a un sistema de un grado de libertad. 11.3.2.4 El modelo de análisis debe considerar tanto la respuesta impulsiva y convectiva horizontales como la respuesta vertical del estanque con el líquido almacenado, además de la masa y flexibilidad del sistema de apoyo de la estructura, pedestal o torre. Se permite despreciar la flexibilidad del manto del estanque en el análisis. La figura 1 indica las masas sísmicas correspondientes al líquido almacenado.

Fig. 10.5 - Masas Hidrodinámicas

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11.3.2.5 En el cálculo de la respuesta en términos de aceleración para el modo impulsivo, se deben aplicar los valores de ductilidad y razón de amortiguamiento equivalentes indicados en los párrafos posteriores (por incorporar). 11.3.2.6 Para el cálculo de la respuesta de aceleración para el modo convectivo, se debe aplicar un espectro elástico asociado a períodos largos (se indicará un criterio de períodos largos).

11.3.2.7 La determinación de masas y alturas sísmicas se calculará de acuerdo a las características del estanque. En el modelo de la Figura 1 la masa m1 corresponde a la componente convectiva del líquido y la componente impulsiva es la masa m0 del líquido más la masa de la estructura de soporte del estanque. La posición de la masa impulsiva del líquido se ubica en el centro de gravedad de la componente total considerando la estructura de apoyo del estanque. 11.3.2.8 La estabilidad del sistema estructura de apoyo y estanque se debe verificar para las siguientes condiciones a lo menos: a) Estanque vacío más carga máxima de viento. b) Estanque lleno más carga máxima de sismo. 11.3.2.9 La rigidez lateral de la masa convectiva conectada como un resorte al manto del estanque, se calcula a través de la siguiente fórmula:

(1)

Siendo: T1: período de vibración del primer modo convectivo. m1: masa de la componente convectiva del líquido almacenado. 11.3.2.10 Se permite aplicar un modelo simplificado que incluya 2 masas desacopladas, con la aplicación de las fuerzas sísmicas considerando 2 sistemas de 1 grado de libertad por separado como se indica: a) Un sistema que represente la masa convectiva

del líquido conectada al manto del estanque a través de resortes.

b) Un sistema que represente la componente impulsiva del líquido más la masa de la estructura, con el comportamiento de un péndulo

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invertido con rigidez igual a la del sistema de apoyo (pedestal o torre).

Este método es aplicable solo si se cumple que los períodos de estos 2 sistemas difieren en un factor de proporción mayor a 2,5. 11.3.2.11 Se recomienda que las columnas exteriores del sistema de apoyo (en el caso de considerarse una torre) sean inclinadas hacia el interior, con el fin de aumentar la estabilidad de la estructura de apoyo. 11.3.2.12 Si la estructura de apoyo del estanque se define para tener una cantidad importante de ductilidad, esta se deberá diseñar para responder una vez sobrepasado el nivel de fluencia sometida a cargas sísmicas. En tal caso, la aceleración de respuesta de la masa impulsiva se debe reducir considerando la absorción de energía ante la fluencia del sistema. 11.3.2.13 Cuando se desarrolle un análisis dinámico se deberá aplicar el espectro de aceleraciones del capítulo xx de esta norma. 11.3.2.14 El análisis modal espectral debe considerar una cantidad de modos de vibrar suficientes que, para la suma de las masas equivalentes, en cada dirección del análisis, sea igual o superior al 90% de la masa total. 11.3.2.15 Factor de modificación de la respuesta estructural para estructuras de péndulo invertido, considerando estructuras de apoyo de acero u hormigón armado será: R = 3. Lo anterior, con más del 50% de la masa sobre el nivel superior y un solo elemento resistente. 11.3.2.16 Coeficiente sísmico del Modo Impulsivo, se debe obtener de la Tabla 5.7 con los siguientes parámetros de diseño: - Razón de amortiguamiento: ξi = 0,02 - Coeficiente Sísmico Impulsivo: Ci = 0,40 11.3.2.17 Coeficiente sísmico del modo convectivo: se debe calcular de acuerdo a la ecuación 5-2, con los siguientes parámetros de diseño: - Razón de amortiguamiento: ξc = 0,005 - Coeficiente Sísmico Convectivo:

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En ningún caso este valor será menor que 0,10Ao/g. 11.3.2.18 El coeficiente sísmico vertical deberá ser igual a 2/3 del coeficiente sísmico del modo impulsivo.

11.3.2.19 La esbeltez de la estructura de soporte del estanque debe asegurar una deformación lateral máxima de 0,02R, siendo R el radio de la estructura de soporte. 11.3.2.20 La determinación de las dimensiones de la estructura de apoyo del estanque, se debe efectuar considerando el efecto P-Delta en el análisis. 11.3.2.21 En estanques de hormigón armado se deberá controlar el ancho de la grieta de acuerdo a las recomendaciones del párrafo 3.5 de este Criterio de Diseño. 11.3.2.22 La rigidez de la losa de fondo del estanque debe ser de características tales, que se eviten las rotaciones bajo cargas muertas y provenientes del líquido almacenado, las que pueden causar deformaciones importantes en la estructura de soporte y el estanque. 11.3.3 Diseño 11.3.3.1 Para el diseño de los estanques y estructuras soportantes, se deberán aplicar los códigos de diseño que se indican a continuación según el tipo de material: - ACI 318 Building code Requirements for

Structural Concrete. - AISC 2005 Specification for Structural Steel

Building. ASD and LRFD. 11.3.3.2 Los esfuerzos resultantes se obtienen combinando las respuestas máximas en cada dirección, respecto al modo impulsivo, convectivo y vertical aplicando el Método de la Raíz Cuadrada de la Suma de los Cuadrados (SRSS).

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11.3.3.3 Cada base de las columnas que componen el sistema de apoyo, debe tener dimensiones tales que asegure la distribución de cargas a la fundación de manera que no se excedan las tensiones admisibles del suelo. Por otra parte, las conexiones de las columnas con las placas base deben diseñarse para prevenir el levantamiento de la estructura. 11.3.3.4 Cuando las estructuras de apoyo para los estanques sean de acero, las conexiones se deben diseñar más resistentes que los arriostramientos. Lo anterior, debe asegurar que fallen primero los arriostramientos produciéndose la fluencia y mayor absorción de energía, reduciendo la carga global sobre la estructura.

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12 Chimeneas industriales y recipientes de proceso

12.1 Chimeneas industriales

12.1.1 Los siguientes requerimientos establecen los requisitos mínimos para el diseño de Chimeneas Industriales de Acero, Hormigón in – situ o Prefabricado, con secciones transversales de tipo circular o cónica.

C.12.1.1 Las Chimeneas industriales corresponden a estructuras esbeltas, cuyo comportamiento estructural se asemeja a una viga en cantiléver, es decir, con masa distribuida en toda su altura. Los esfuerzos que controlan su diseño son principalmente de flexión, por lo cual su esbeltez mínima es de 2 (H/D), aunque el rango habitual es de 8 a 22. Su objetivo es evacuar de forma segura a la atmosfera gases provocados a partir de procesos industriales, y las cuales pueden ser autosoportantes o no autosoportantes, con una estructura metálica o de hormigón exterior.

12.1.2 En todo aquello que no contradigan las disposiciones del presente capítulo, y conforme al material de la Chimenea, se acepta el uso de las siguientes normas extranjeras de diseño:

a) Chimeneas de Acero: ASME STS-1-2011; “Steel Stacks”.

C.12.1.2 a) Para aquellos diseños provenientes de Europa, el estándar de referencia es el CICIND 2010 (Model Code for Steel Chimneys). Los diseños deben cumplir con todas las prescripciones del estándar ASME STS-1 2011.

b) Chimeneas de Hormigón (in situ y prefabricadas): ACI 307-08, “Design and Construction of Reinforced Concrete Chimneys”.

C.12.1.2 b) El comportamiento observado en Chimeneas de hormigón durante el sismo del 27 de febrero de 2010, diseñadas bajo las prescripciones del ACI 307, fue satisfactorio, y por lo tanto se ha propuesto como base del diseño. Ejemplos importantes corresponden a la Chimenea de Bocamina de 100 m de altura (comuna de Coronel), y la Chimenea de Colbún de 130 m de altura. En general, se observaron fisuraciones circunferenciales que no sobrepasaron los 0.2 mm de espesor (Wilson J., 2010).

12.1.3 Modelación estructural: El modelo estructural deberá incluir como mínimo los siguientes aspectos para estudiar la respuesta dinámica:

a) La masa inercial de la fundación. b) La interacción suelo – fundación. c) Un número de masas y grados de libertad

adecuados para determinar la respuesta de cualquier elemento estructural significativo. Un mínimo de 10 elementos y 5 modos de vibrar deberán ser usados.

d) Las masas permanentes deben ser definidas de acuerdo al capítulo 12.2.5 letra a).

e) Para el cálculo de la rigidez se deberá considerar los efectos de corrosión y revestimiento interior. Para el cálculo del peso

C.12.1.3 a) y b) Es importante analizar la influencia tanto de la masa inercial de la fundación, así como la interacción suelo – fundación, las cuales pueden modificar modos superiores de vibrar, incrementando los esfuerzos en secciones superiores de la Chimenea.

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se deben considerar los espesores totales sin corrosión.

12.1.4 Análisis Sísmico: El análisis sísmico deberá ser llevado a cabo bajo los siguientes requisitos:

a) Método Dinámico Modal Espectral según el capítulo 5.4. La demanda sísmica será evaluada de acuerdo al capítulo 12.2.5 letra b.

b) Se debe considerar el efecto P-Delta entre la carga vertical y las deformaciones sísmicas laterales.

c) Se debe incluir la componente vertical del sismo según capítulo 5.5.3.

d) En el caso de no existir doble simetría, se deberá considerar combinación ortogonal del sismo horizontal.

e) En el caso de la interacción suelo – fundación, se aceptará una reducción máxima del 25% en las fuerzas respecto a no considerar dicha interacción.

12.1.5 Cargas: Se deben incluir en el análisis como mínimo las siguientes cargas:

a) Las cargas muertas deben consistir en el peso de la Chimenea, revestimiento, forro interno, cubierta exterior o recubrimiento, y todos los accesorios permanentes tales como escaleras, plataformas y equipos de muestreo de gases.

b) Las cargas sísmicas, representadas mediante

un pseudo espectro de aceleraciones, serán evaluadas de acuerdo al capítulo 5.4 para Chimeneas con periodos fundamentales de vibrar inferiores a 2.0 segundos, considerando un coeficiente de importancia I = 1.2. Para el resto de las Chimeneas, es decir, con periodos fundamentales superiores o iguales a 2.0 segundos, la demanda sísmica será evaluada de acuerdo al pseudo espectro de aceleraciones de la norma NCh2745, considerando un coeficiente de importancia I = 1.0. En el caso de llevar a cabo un estudio de amenaza sísmica, el pseudo espectro de sitio

C.12.1.4.a) De forma complementaria al método dinámico, y a modo de verificación, podrán desarrollarse análisis no lineales historia tiempo según el capítulo 5.8.2. C.12.1.4.b) Debido al incremento de los desplazamientos sísmicos evaluados mediante la demanda sísmica de la norma NCh2745, es necesario considerar en el análisis los efectos P-Delta, siendo su efecto relevante para esbelteces y deformaciones sísmicas altas. C.12.1.4.c) Esta exigencia pretende incorporar el efecto de la carga vertical en los desplazamientos y en los momentos volcantes. Así mismo, se busca incorporar el efecto de la componente vertical en el diseño de las fundaciones. C.12.1.4.d) Este requisito se refiere a fundaciones o secciones transversales de la Chimenea no circulares. En el caso de fundaciones y secciones de la Chimenea circulares, no es necesario incorporar la combinación ortogonal del sismo horizontal. C.12.1.4.e) Si bien es posible lograr importantes reducciones en las fuerzas debido a la interacción suelo – fundación, en atención a las incertidumbres propias de los parámetros dinámicos del suelo, se ha decidido restringir la reducción a un 75% respecto a no considerar dicha interacción.

C.12.1.5 b) Para periodos superiores o iguales a 2.0 segundos, la demanda establecida por el espectro de la norma NCh2369 se considera sub valorada, particularmente para el suelo tipo III. Para subsanar este punto, se ha propuesto utilizar el espectro establecido de la norma NCh2745, calibrada para periodos largos. En este último caso, se ha propuesto un coeficiente de importancia I = 1.0, en atención a que los modos superiores de vibrar quedarán sobre dimensionados con la norma NCh2745 (calibrada para periodos largos), y por lo tanto no se requiere un incremento adicional en la demanda sísmica asociada.

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no deberá ser menor al 80% del espectro de diseño, para todos los periodos.

c) Cargas por Temperatura, debiendo considerar

las posibles distribuciones no uniformes, así como el estudio de tensiones en las direcciones longitudinal y circunferencial.

d) Cargas por viento extremo longitudinal, las

cuales deberán ser las establecidas en la norma NCh432-2010. En el caso de Chimeneas distanciadas entre sí a menos de 3 diámetros, se deberá aplicar un incremento del 20% en las fuerzas debido al viento.

e) Cargas por viento transversal (vórtices).

f) Carga por Viento Normal, cuyo perfil de

distribución de velocidades se define por la siguiente expresión:

sm

ZZ

VzVnZref

Zrefp

2.0

)()( *)( (12.2-1)

donde: Vn(z): velocidad del viento normal a lo largo de la Chimenea. Vp(0,6H) = velocidad del viento promedio anual a la altura de referencia. Zref = 0,6*H, con H la altura total de la Chimenea en (m). La velocidad del viento promedio a la altura Zref viene dada por la siguiente expresión:

smZ

VV refZrefp

2.0

)( 10**2,0 (12.2-2)

C.12.1.5 d) Para la evaluación de los coeficientes de arrastre, podrá ser utilizada de forma alternativa la metodología del Engineering Sciences Data Unit (ESDU-85038), incorporando los efectos del número de Reynolds, rugosidad, forma modal, esbeltez, turbulencia del flujo, etc. Especialmente útil resulta esta metodología en el estudio del coeficiente de arrastre en zonas de Chimeneas metálicas con Spoilers o elementos que incrementan la rugosidad de la superficie en la zona superior de la Chimenea. C.12.2.5 e) Para el control de las vibraciones transversales de la Chimenea debido a los vórtices, se podrán considerar sistemas de control tales como sistemas pendulares o sistemas de masa sintonizada, u otros debidamente justificados por la literatura técnica y ensayos, las cuales deberán ser aprobadas por el revisor sísmico. Las cargas transversales debido a vórtices no necesitan ser combinadas con las cargas de viento extremo longitudinal. Sin embargo, las cagas de viento transversal deberán ser combinadas con las cargas de viento longitudinal C.12.1.5 f) Debido al continuo incremento en la altura de las Chimeneas, la presencia de vientos habituales o normales no pueden ser despreciado durante la ocurrencia de un evento sísmico de diseño, por lo cual se ha considerado necesario su incorporación y definición. El perfil de viento normal se define de acuerdo a los criterios del capítulo 14.9.7.6.1.1, considerando como altura de referencia 0,6*H (m). La velocidad V(m/s), corresponde a la velocidad básica del viento establecida por la norma NCh432-2010, la cual depende de la ubicación geográfica de la Chimenea. La velocidad promedio anual se define como el 20% de la velocidad básica, criterios basados en el estándar internacional GL2010. De acuerdo a la posición geográfica

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En donde V(m/s) corresponde a la velocidad básica de acuerdo a la tabla 6 de la norma NCh432-2010.

La carga normal básica producida por el perfil de velocidades de viento, será evaluado por la siguiente expresión:

2

2

16 mKgV

qnb

(12.2-3)

12.1.6 Combinaciones de Carga:

a) Las combinaciones de cargas sísmicas serán las establecidas en el capítulo 4.5.

b) Las combinaciones de cargas sísmicas deberán incorporar la carga de viento normal, la cual, para efectos de mayoración será considerada de tipo operacional.

c) La carga de viento transversal deberá ser combinada con la carga de viento longitudinal coexistente.

12.1.7 Fundaciones: Se deben diseñar de acuerdo al capítulo 10. Se debe estudiar los efectos de la masa inercial e interacción suelo – fundación sobre la respuesta dinámica de la Chimenea.

12.1.8 Las deformaciones máximas estructurales deben ser menores a las deformaciones máximas aceptadas por el revestimiento.

12.1.9 Se deben analizar las tensiones desarrolladas en los puntos de acceso de la estructura.

12.1.10 Chimeneas de hormigón (requisitos específicos)

12.1.10.1 Para el caso de Chimeneas con factores de respuesta efectivos menores o iguales a Re = 2.0 (luego de aplicar el factor Qmin/Qo), no será necesario detallamiento específico por ductilidad. Para valores superiores a Re > 2.0, los diseños deberán cumplir con las prescripciones de diseño sísmico del ACI318-14 capítulo 18.

de la Chimenea, las velocidades promedias anuales tomarán el valor de 6 @ 11 m/s. El valor de la velocidad promedio anual, 0.2*V(m/s), podrá ser reemplazado por valores obtenidos en el lugar de emplazamiento de la Chimenea a una altura mínima de 10 m, durante un periodo de medición continuo de 1 año.

C.12.1.7 Los efectos de masa inercial e interacción suelo – fundación podrían modificar la respuesta dinámica de la Chimenea, en especial modos superiores. C.12.1.8 Los requisitos de deformaciones máximas establecidas en el capítulo 6.3 no aplican al caso de Chimeneas. C.12.1.9 Es recomendable que Las tensiones en los puntos de acceso sean estudiadas mediante modelos de elementos finitos tipo placa. C.12.1.10.1 Este requisito de diseño, se basa en las discusiones sostenida por el comité ACI 307en su adenda del 26-10-2010, y en la cual se recomienda modificar el factor R a 1.5, liberando el cumplimiento del diseño según el capítulo 18 del ACI318-14 (corresponde al antiguo capítulo 21). En el caso de Chile, en atención a que se ha especificado un valor máximo de R igual a 3.0, se ha propuesto liberar de detallamiento dúctil para aquellas Chimeneas con Re ≤ 2.0, en donde Re = R* Qmin/Qo, con R = 3.0.

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12.1.10.2 En el caso de Chimeneas de hormigón armado In-situ se debe cumplir lo estipulado en el capítulo 9.1.

12.1.10.3 En el caso de Chimeneas de hormigón armado prefabricado se debe cumplir lo estipulado en el capítulo 9.2.

12.1.10.4 Independiente de factor de ductilidad Re obtenido, se debe cumplir con el largo efectivo de anclaje cumpla lo estipulado en el código ACI318-14 capítulo 18.

12.1.11 Chimeneas de acero (requisitos específicos):

12.1.11.1 El manto se debe diseñar para que no haya pandeo local considerando el efecto de las fuerzas laterales y verticales de diseño y las tolerancias de fabricación. Para ello, la tensión de compresión del manto no debe exceder el menor de los valores siguientes:

Fa = 135 × Fy × e/D Fa ≤ 0,8 × Fy (12.2-4) En que: Fa = tensión admisible en condición sísmica. Fy = tensión de fluencia. e = espesor. D = diámetro del manto.

12.1.11.2 Los anclajes de la estructura deben cumplir lo estipulado en el capítulo 8.6.

12.1.11.3 Se deben usar los valores de amortiguamiento presentados en la Tabla 5.5.

12.1.11.4 Se deben considerar los valores máximos del factor de modificación de la respuesta presentes en la Tabla 5.6.

C12.1.11.1 La fórmula (11-1) está basada en las expresiones de Timoshenko, corregidas por Blume de acuerdo a sus observaciones del comportamiento de 12 chimeneas de 33 m a 52 m de altura en la Planta Huachipato, 3 de las cuales tuvieron fallas por pandeo local en los terremotos de mayo de 1960. La tensión de falla recomendada, que considera los defectos de fabricación y montaje, es la siguiente:

Fa = 170*Fy*e/D Si se aplican tensiones admisibles, el valor aceptable es 0,6*1,33*Fy = 0,8*Fy, lo que equivale a la fórmula (11-1).

Fa = 135*Fy*e/D menor que 0,8*Fy Si se aplican cargas últimas, de acuerdo a los artículos 4.5 y 8.1 b), deben multiplicarse las solicitaciones sísmicas por 1,1 y aceptar Fa = 0,9*Fu = 153*Fy*e/D.

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12.2 Recipientes de Proceso Los recipientes de proceso considerados en esta sección de la norma están apoyados y anclados sobre una fundación a nivel de terreno, o están apoyados sobre una estructura cuya única o principal finalidad es la soportación del recipiente, y en que la base de dicha estructura está apoyada y anclada en una fundación a nivel de terreno, o muy próxima a dicho nivel. Los recipientes de proceso soportados en niveles superiores de edificios y otras estructuras similares, deberán ser diseñados según las indicaciones del punto 7 de esta norma. Los ingenieros de proceso deberán definir el nivel máximo de líquido correspondiente a la condición normal de operación, el que deberá estar indicado en la hoja de datos entregada por el comprador para el diseño del equipo. Esta hoja de datos también deberá entregar información sobre las masas y posiciones de otros componentes y/o equipos ubicados en el interior o en el exterior del recipiente, y que estén permanentemente adheridos a éste. El análisis sísmico del equipo se efectuará considerando que el nivel de líquido es el máximo correspondiente a operación en condición normal. Para la determinación de las tensiones admisibles en los distintos componentes del recipiente se considerará los valores indicados en la norma de diseño que se adopte, de acuerdo con las temperaturas máxima y mínima de diseño indicadas en la hoja de datos. Los sistemas de cañerías que se conecten al equipo deberán tener flexibilidad adecuada para permitir los desplazamientos relativos que pueden ocurrir durante un sismo. Se preferirá el uso de uniones flexibles certificadas en cuanto a sus características de operación durante un sismo. En el caso que las cañerías no se conecten al equipo mediante uniones flexibles certificadas, se exigirá a los responsables del diseño del sistema, la entrega de las cargas externas que actúan sobre las boquillas del equipo, con tres componentes de fuerza y tres componentes de momento. Con esta información el calculista del equipo deberá efectuar un análisis de la acción local de la boquilla sobre el manto.

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12.2.1 Recipientes de proceso verticales Los recipientes de proceso verticales considerados en esta norma tienen un manto compuesto por uno o varios tramos en los que las formas de las virolas corresponden a superficies de revolución con un eje vertical común. En el análisis sísmico de los recipientes de proceso verticales el modelo que se adopte deberá considerar las características de la estructura de soporte en conjunto con las del recipiente propiamente tal y deberá incorporar los valores y las posiciones de las masas de todos los componentes del recipiente según su distribución espacial. En el análisis sísmico de los recipientes de proceso verticales en los cuales la razón entre el diámetro y la altura de columna de líquido sea menor o igual que 0.3, se podrá considerar que toda la masa líquida es impulsiva. Si esta razón es mayor que 0.3 entonces en forma simplificada y conservadora también se podrá considerar que toda la masa líquida es impulsiva, pero se deberá determinar la acción local ejercida por la ola sobre los elementos internos del equipo. En el caso de un recipiente de proceso vertical en que tanto el recipiente como la estructura soportante tengan simetría axial con respecto al eje vertical, el análisis sísmico se podrá efectuar en una sola dirección horizontal, combinando con las condiciones de sismo vertical que permitan estudiar los casos más desfavorables para los distintos componentes. En el análisis sísmico de los recipientes de proceso verticales en que el recipiente y/o la estructura de soporte tengan dos ejes horizontales perpendiculares de simetría, se deberá estudiar el comportamiento según la dirección de cada uno de los dos ejes horizontales, y también en la dirección de las diagonales a dichos ejes, combinando en cada caso con las condiciones de sismo vertical que permitan estudiar los casos más desfavorables para los distintos componentes. Se deberá efectuar una verificación de tensiones locales del manto y/o del fondo en las zonas donde hay conexión con componentes estructurales del sistema de soporte, tales como faldón, columnas, consolas, patas, y otros. Esta verificación se deberá efectuar mediante algún método reconocido, y en ella

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se deberá considerar las combinaciones más desfavorables de las cargas sísmicas actuando en conjunto con las demás cargas aplicables. En el caso de recipientes de proceso verticales en los que el fondo esté apoyado totalmente sobre la fundación, o en el caso en que el recipiente esté soportado por un faldón, el sistema de anclaje contra volcamiento estará compuesto por un conjunto de sillas para pernos de anclaje uniformemente repartidas a lo largo de la circunferencia exterior del manto o del faldón. Los pernos de anclaje deberán tener tuerca y contratuerca, apretadas manualmente, o con una fuerza de tracción previa calculada considerando las variaciones de temperatura. La cantidad mínima de pernos de anclaje es ocho, y las distancias circunferenciales máxima y mínima entre pernos de anclaje son 3 metros y 0.6 metros respectivamente. Las sillas estarán soldadas en su extremo inferior a un anillo basal perimetral, y el borde inferior del manto o del faldón estará soldado a dicho anillo mediante soldadura de tope, con doble bisel y penetración completa. En el extremo superior de las sillas se colocará un anillo exterior, el que estará soldado al manto mediante soldadura de tope, con bisel en su cara superior y penetración completa. En algunos casos de recipientes verticales con faldón, en que se requiera más pernos de anclaje que los colocados por el lado exterior de aquél, podrá colocarse pernos de anclaje por el interior del faldón, con las correspondientes sillas y anillo superior, y con el anillo basal perimetral con una extensión hacia el interior del faldón que sea suficiente para el apoyo de las caras inferiores de las placas verticales de las sillas interiores. Las uniones de los sectores que forman los anillos de anclaje inferior y superior serán realizadas mediante soldadura de tope con bisel en la cara superior y penetración completa. Las placas verticales de las sillas deberán estar soldadas al manto y a los anillos superior e inferior mediante soldaduras de filete por ambas caras, y si ello no es posible por falta de espacio para colocar los filetes interiores, se podrá soldar sólo por la cara

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exterior con soldadura de tope con bisel simple más soldadura de filete por el exterior. Todos los componentes del sistema de anclaje contra volcamiento serán verificados para una fuerza de tracción en el perno igual al producto del área en la sección transversal correspondiente a la raíz del hilo sin considerar corrosión, multiplicada por la tensión de fluencia del perno. Un método aceptable para efectuar esta verificación es el de la publicación STEEL PLATE ENGINEERING DATA, del Steel Market Development Institute, volumen 2 “Useful Information on the Design of Plate Structures”, parte V “Anchor Bolt Chairs”. En el caso de recipientes de proceso verticales en los que el fondo esté apoyado totalmente sobre la fundación, o en el caso en que el recipiente esté soportado por un faldón, el sistema de anclaje contra deslizamiento estará compuesto por un conjunto de llaves de corte uniformemente repartidas a lo largo de la cara inferior del anillo basal perimetral. El sistema de llaves de corte estará diseñado para resistir el corte sísmico total, y cada llave deberá resistir una fuerza de corte cuyo valor es igual al doble del corte basal total dividido por el número de llaves de corte, y cuya dirección es paralela a la tangente a la circunferencia del manto o del faldón. El centroide de la sección transversal de cada llave de corte deberá estar ubicado justo debajo de la proyección de la superficie media de la plancha inferior del manto o del faldón según sea el caso. La unión entre las llaves de corte y el anillo inferior de anclaje será preferentemente mediante soldadura de tope con penetración completa, con bisel simple o doble según sea la forma de la sección transversal de la llave, y bastará con verificar dicha sección sometida a corte y flexión. En el caso que se use soldadura de filete, además de verificar la sección transversal de la llave, también se deberá verificar la sección transversal de la soldadura de unión considerando los espesores en la garganta de los filetes respectivos. En el caso de los recipientes de proceso que están apoyados sobre una estructura cuya única o principal finalidad es la soportación del recipiente, el diseño de dicha estructura y de su sistema de anclaje sobre la fundación se efectuará de acuerdo con las exigencias indicadas en las secciones de esta norma que son

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aplicables al tipo de estructura adoptada. 12.2.2 Recipientes de proceso horizontales y estanques horizontales Los mantos de los recipientes de proceso horizontales y de los estanques horizontales considerados en esta norma son cilíndricos con sección transversal circular. La forma más común de soportación consiste en un par de cunas metálicas soldadas al manto, y ancladas sobre los pedestales de fundaciones de hormigón armado. Con el fin de permitir las deformaciones del manto en la dirección longitudinal causadas por las variaciones de temperatura, lo normal es diseñar una cuna como fija y la otra como deslizante. El análisis sísmico se debe efectuar en la dirección longitudinal y en la dirección transversal, combinando en ambos casos con el sismo vertical en la situación más desfavorable, como también con las distintas posibilidades de presión interna y externa que puedan presentarse. Dado que sobre la superficie libre del líquido existe un volumen ocupado por el vapor del líquido, en estricto rigor la acción sísmica generará una ola correspondiente a una porción del líquido respondiendo en el modo convectivo. En el análisis sísmico en la dirección longitudinal se acepta considerar que toda la masa líquida actúa en forma impulsiva, con su centro de gravedad ubicado a la altura del eje longitudinal del equipo. El anclaje contra deslizamiento por acción sísmica en la dirección longitudinal estará situado en el pedestal correspondiente al apoyo longitudinal fijo, y podrá ser materializado mediante pernos de anclaje o llaves de corte. El sistema de anclaje ubicado en el apoyo longitudinal fijo estará diseñado para resistir el total de la fuerza sísmica longitudinal que actúa sobre el equipo, y se deberá verificar la integridad de la cuna y de su sistema de anclaje, como también la acción local de la cuna sobre el manto. Independientemente de lo anterior, en el apoyo longitudinal deslizante se efectuará una verificación local de la cuna y del manto considerando que debe soportar una fuerza longitudinal debida a roce u otra causa cualquiera, igual a un 30% de la fuerza sísmica longitudinal total. En el análisis sísmico en la dirección transversal se

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acepta considerar en forma simplificada la acción convectiva del líquido, por lo cual se puede suponer que toda la masa líquida actúa en forma hidrostática, con una superficie libre inclinada con respecto a la horizontal. Este ángulo de inclinación corresponderá al de un campo de presión hidrostática según un vector de intensidad de campo gravitatorio inclinado con respecto a la vertical, que será la combinación vectorial del vector de aceleración de gravedad vertical normal, más el vector de aceleración sísmica vertical, y más el vector de aceleración impulsiva horizontal. El sistema de anclaje contra volcamiento y contra deslizamiento en la dirección transversal estará compuesto por pernos de anclaje, y las reacciones horizontales transversales en los apoyos del equipo podrán ser calculadas considerándolo como una viga con cargas horizontales. Las cuñas de apoyo fija y deslizante tendrán sillas para los pernos de anclaje, los que deberán tener tuerca y contratuerca apretadas manualmente. Especial atención se dará al diseño de los detalles de la cuna deslizante, de manera que pueda actuar como anclaje sísmico sin impedir el desplazamiento longitudinal debido a acciones térmicas. En la zona de unión del manto con las cunas Se deberá efectuar un análisis de tensiones locales en el manto, tanto para sismo longitudinal como para sismo transversal. Se deberá estudiar las tensiones en el manto, en la placa de refuerzo del manto soldada al borde superior de la cuna, y en las distintas placas que componen la cuna y la silla de anclaje del perno. Un método simplificado aceptable para el cálculo de estas tensiones locales en el manto es el presentado en las publicaciones del Welded Research Council, Bulletin 107 y Bulletin 297.

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13 Estructuras Marítimo-Portuarias de tipo Muelle Transparente

C13 Estructuras Marítimo-Portuarias de tipo Muelle Transparente El Ministerio de Obras Públicas, a través de la Dirección de Obras Portuarias, durante el año 2013 editó la “Guía de diseño, construcción, operación, y conservación de obras marítimas y costeras”. Si bien este documento no cuenta actualmente con la condición de obligatoriedad legal de uso y cumplimiento, se entiende que debe constituir una referencia técnica obligada en cada proyecto marítimo a desarrollarse dentro del territorio nacional a partir de la fecha de su primera emisión. Dicho documento, en su Volumen 2 (Parte I y Parte II), entrega requisitos de diseño tanto generales como específicos. En este contexto, la sección 3.15 de la guía citada expone elementos a tenerse en consideración al momento de evaluar las solicitaciones sísmicas de diseño. Tales elementos, en la edición vigente de dicha guía, corresponden a una reproducción y cita literal del contenido de NCh2369Of2003. Con todo lo anterior, debe reconocerse que NCh2369Of2003 no presenta requisitos claros y específicos aplicables de manera directa a las obras marítimas, sino por el contrario, la aplicación de la norma requiere de una interpretación criteriosa de las filosofías y principios de diseño sismorresistente aceptadas por la práctica nacional y que históricamente han mostrado buenos resultados. Es por lo anteriormente expuesto que la presente actualización de NCh2369 incorpora de manera explícita requisitos mínimos aplicables a las estructuras marítimo-portuarias de forma específica. Si bien tales requisitos se exponen en este capítulo, debe entenderse que aquellos conceptos o disposiciones que NCh2369 entrega de forma general en sus capítulos previos o posteriores, también son aplicables a las estructuras marítimo-portuarias en la medida que no sean corregidos o entren en contradicción de forma explícita con las disposiciones entregadas en este capítulo. Si en el futuro nuestro país cuenta con una norma técnica publicada por el Instituto Nacional de Normalización (INN), u otro documento equivalente de mandato legal, específica que rija el diseño estructural sismorresistente de estructuras marítimo-portuarias, deben asumirse los requisitos que dicho documento defina como mandatorios por sobre lo que entrega el presente capítulo. A modo de referencia técnica conceptual para el caso del diseño sismorresistente de estructuras del tipo mencionado, se recomienda el estudio de: ASCE/COPRI 61-14 “Seismic Design of Piers and Wharves”. Sin embargo, su uso estricto no forma parte de las disposiciones contenidas en esta norma.

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13.1 El alcance del presente capítulo corresponde a estructuras ubicadas en zonas de borde marino o situaciones similares, en que el nivel de terreno se encuentre por debajo del nivel de las aguas. Las disposiciones del presente capítulo cubren el diseño sismorresistente de estructuras que cuenten con un único nivel de tablero de operaciones construido sobre pilotes que se apoyan en el fondo marino. Para proyectos de especial importancia, en los cuales se requiera garantizar un desempeño específico frente a uno o más niveles de solicitación sísmica, u obras cuyo daño tanto estructural como no estructural pueda comprometer la seguridad de la población o el medio ambiente se deben desarrollar y cumplir estándares de diseño más exigentes que los expuestos en la presente norma y consistentes con los objetivos que sea necesario garantizar.

C13.1 Se aclara que las situaciones similares a la que se hace mención corresponden en inicio a estructuras ubicadas en ríos o lagos. Además, las disposiciones son aplicables a estructuras que no necesariamente se encuentren vinculadas al borde marino o próximas a él mientras cuenten con un tablero de operación ubicado por sobre las aguas y pilotes apoyados sobre el fondo marino. En proyectos tales como centrales de energía o similares, es usual que se requiera garantizar un cierto desempeño específico para uno o varios niveles de solicitación sísmica en el caso de equipos y estructuras críticas. Por ejemplo, puede requerirse comportamiento elástico (daño nulo) para una solicitación sísmica definida como operativa (y diferente a la estándar de esta norma), y podría comenzar a aceptarse niveles fuertes de daño para exigencias de un nivel máximo considerado (por sobre el estándar de esta norma). Por otra parte, tuberías de gas u otros contenidos peligrosos pueden requerir limitar de forma específica tanto el tipo como la magnitud del daño estructural y no estructural que puede aceptarse incluso para una solicitación sísmica “estándar”.

13.2 Para el diseño de las obras cubiertas por el presente capítulo debe aplicarse la disposición 8.3.3 (correspondiente a estructuras de acero) en todos aquellos pilotes pertenecientes al sistema resistente a cargas gravitacionales cuya falla sea incompatible con una continuidad de operación teórica del puerto luego de un evento sísmico severo. Se pueden exceptuar de la exigencia anterior aquellos pilotes verticales pertenecientes a muelles que cumplen con cada una de las siguientes condiciones: - Poseen equipos móviles de gran magnitud, los

cuales operan desplazándose a lo largo del muelle.

- El diseño de los pilotes se realiza con valores del coeficiente de longitud efectiva obtenido de tablas o métodos simplificados reconocidos por la práctica profesional, y no con valores obtenidos de análisis de pandeo específicos.

- El efecto sísmico de diseño de los equipos móviles representa una exigencia menor sobre el pilote.

- Los pilotes presentan una resistencia similar y una distribución uniforme a lo largo del muelle en una misma línea resistente.

- El espacio ocupado por los equipos móviles considerados en conjunto y medido en la dirección del frente de atraque es menor que la

C13.2 El requisito busca proteger a todos aquellos pilotes cuya falla pueda significar un colapso parcial de la estructura que impida mantener la operación. Sin embargo, permite que el requisito no sea aplicado en elementos cuya falla genere una redistribución de cargas hacia otros elementos que cuenten con resistencia suficiente. Debe entenderse como equipo de gran magnitud a aquel cuya solicitación operacional (no sísmica) sobre el pilote representa a lo menos un 40% de la resistencia de diseño disponible. Debe entenderse como exigencia menor sobre el pilote a aquella que representa a lo más un 30% de la resistencia de diseño disponible. Debe entenderse como pilotes de resistencia similar a aquellos que presentan diferencias no mayores a un 20% en relación al valor máximo en todas y cada una de las siguientes características: resistencia de diseño en compresión, resistencia de diseño en flexión, longitud de pandeo en compresión, longitud de volcamiento. En aquellos casos en que sea aplicable la disposición 8.3.3 debe determinarse el coeficiente de luz efectiva de los elementos de interés de acuerdo a lo establecido en NCh427 Parte I, esto es, mediante un análisis de pandeo que considere condiciones de apoyo realistas de los extremos y el patrón de cargas particular (combinación de cargas) sobre el elemento. Se permite el uso de valores conservadores obtenidos de tablas reconocidas por la práctica profesional.

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mitad de la longitud del tablero medida en la misma dirección.

Se aclara que el uso del método directo no es compatible con las disposiciones de diseño establecidas en la presente norma. Por tal motivo, no debe ser considerado en la evaluación de la suficiencia de las secciones de acero sismorresistentes.

13.3 Aquellas estructuras cuya falla comprometa la continuidad de operación del puerto (tales como muelles de carga o descarga u otros similares) deben ser clasificadas como importantes u esenciales desde el punto de vista de su diseño sismorresistente.

C13.3 Debe entenderse como “falla estructural” a la superación de un estado límite definido por los procedimientos estándar de diseño estructural. Consecuentemente, en el contexto del presente capítulo una “falla” corresponde al cese de la funcionalidad de un elemento o subestructura en relación al objetivo de desempeño que se ha establecido para él. Por lo anterior, el concepto de “falla” se encuentra más relacionado con una posible necesidad de reparación que con un riesgo de colapso.

13.4 Las solicitaciones sísmicas de diseño para las estructuras marítimo-portuarias tradicionales, (sin sistemas de protección sísmica como aislación o disipación de energía), se determinan de acuerdo a lo establecido en el capítulo 5, con las modificaciones y complementos que se indiquen en este capítulo.

C13.4 El espectro de diseño que presenta esta norma para la evaluación de las solicitaciones por el “método de las fuerzas” corresponde a una calibración basada en la buena experiencia en terremotos nacionales severos. En ese contexto, representa un nivel de exigencia que ha mostrado ser adecuado desde el punto de vista de la resistencia. Sin embargo, no puede ser considerado como “predictivo” a nivel de valores específicos como por ejemplo los desplazamientos. Es así como la incorporación dentro de las estructuras de dispositivos cuyo trabajo se encuentre basado en el desplazamiento o deformación “realista” esperado no puede ser evaluada utilizando el espectro de diseño mencionado, el cual ha sido desarrollado con un objetivo diferente. Por lo anterior, no es posible realizar verificaciones correspondientes a métodos de diseño por desplazamiento o validar niveles de desempeño utilizando el “espectro de fuerzas” definido por esta norma. En caso de requerirse la utilización de espectros de diseño “predictivos” o que presenten “mejor calidad” en relación a una variable específica de interés, es necesario realizar el estudio de riesgo sísmico correspondiente al sitio de emplazamiento del proyecto. En ausencia de dicha información, se debe utilizar los espectros de diseño elásticos propuestos por NCh2745, corregidos según el amortiguamiento de interés en caso de ser necesario.

13.5 El factor de modificación de respuesta y razones de amortiguamiento para diseño de estructuras portuarias específicas se debe tomar de la Tabla 13.1. Los valores deben escogerse de manera que las solicitaciones sísmicas sean las más exigentes entre las opciones disponibles en la tabla y a las que pueda asimilarse la estructura. Deben utilizarse los mismos valores para los análisis en todas las direcciones horizontales aplicables y combinaciones de estas.

C13.5 La Tabla 13.1 reconoce el mayor amortiguamiento que presentan las estructuras marítimas construidas en base a pilotes embebidos en agua e hincados en suelo. El amortiguamiento inducido por el agua presenta valores que se encuentran levemente por sobre 0,01 de la razón de amortiguamiento crítico. Por este motivo, en aquellos casos en que sea pertinente la consideración de un escenario sísmico en el cual, por cualquier motivo, el agua no se encuentre presente, debe reducirse en 0,01 la razón de amortiguamiento indicada en la tabla.

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COMENTARIOS La Tabla 13.1 reconoce también la moderada a baja ductilidad que debe desarrollarse en las estructuras marítimas durante eventos severos. Esto con el objetivo principal del control de desplazamientos a nivel del tablero, los cuales en el caso de ser excesivos podrían conducir a inconvenientes operacionales por daño no estructural aun cuando la subestructura pueda permanecer sin daño. Es decisión del comité técnico establecer como criterio de diseño estándar que la respuesta de las estructuras portuarias cubiertas por el presente capítulo ante solicitaciones sísmicas moderadas a severas sea predominantemente elástica a nivel del sistema sismorresistente. No obstante, se busca proveer una limitada ductilidad en los sistemas con el fin de generar un daño concentrado, tolerable de buena forma, y reparable en el caso de existir incursiones inelásticas. Algunas mediciones de amortiguamiento en estructuras portuarias nacionales entregan lo siguiente: a) Ver referencia 55. Estructura en base a vigas de

hormigón armado y pilotes de acero. Se obtuvo que la razón de amortiguamiento más representativa del muelle transparente es 3,0%.

b) Ver referencia 56, 57 y 58. Estructura en base a vigas y pilotes de acero. El amortiguamiento medido para distintos niveles de carga de ensayo Pull-Back, se ubica en una banda de 2,3% a 3,1% con una media de 2,7%.

c) Ver referencia 59 y 60 para recomendaciones sobre valores de amortiguamiento basados en el nivel tensional.

En la estructuración tipo 4, definida en la Tabla 13.1, se recomienda que la línea de pilotes de menor longitud expuesta no sea responsable de resistir más del 70% de la solicitación sísmica de diseño.

13.6 Las estructuras portuarias que correspondan al sistema sismorresistente (tipología) 7 definida en la Tabla 13.1, pueden no satisfacer los requerimientos de las secciones 13.7, 13.8, 13.9, y 13.10. Se permite asimilar a la tipología 7 definida en la Tabla 13.1 cualquier estructura o configuración estructural que clasifique como Categoría C3 de acuerdo a la sección 4.3.1.

C13.6 Las disposiciones entregadas en el presente capítulo se encuentran orientadas a proveer niveles de ductilidad moderados en estructuras importantes o de trabajo pesado. En tales casos es necesario que las estructuras cuenten con formas de plastificación estable y controlada. No obstante, en el caso de obras menores se permite el diseño por la vía de la sobrerresistencia.

13.7 El empotramiento de las barras de anclaje que conectan un pilote de acero con un elemento de hormigón armado debe garantizar que la fluencia nominal de las barras preceda a una posible falla por extracción de las mismas al interior del elemento de

C13.7 Para la tipología general de estructuras portuarias descritas en la Tabla 13.1, el punto crítico y responsable del buen desempeño sísmico es la conexión entre pilote y viga de tablero.

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hormigón. Complementariamente, el empotramiento de dichas barras al interior del pilote de acero debe garantizar que la fluencia de las barras preceda a una posible falla por extracción de las mismas. No se permite ejecutar soldaduras que conecten las barras de anclaje con el pilote de acero. Hacen excepción a esta regla aquellos pilotes que no forman parte del sistema resistente a cargas laterales y en los cuales no se espera superar la resistencia provista en la conexión en el instante en que la estructura pueda desarrollar su mecanismo de plastificación generalizado o alcanzar las deformaciones laterales máximas esperadas.

En el caso de pilotes de acero que deben vincularse a vigas de tablero de hormigón armado es usual utilizar barras de refuerzo embebidas en hormigón tanto al interior del pilote como al interior del nudo de la viga (Fig. C13.1). Dichas barras, junto al hormigón “confinado” que ocupa la sección interna del pilote de acero forman el elemento de hormigón armado responsable de traspasar los esfuerzos axiales y flexurales que se producen en el pilote durante un evento sísmico severo hacia la viga. Entendiendo que, por lo general, en nuestro país, este elemento de tipo “tapón” se encuentra dimensionado de forma que resista las cargas de diseño y no la capacidad esperada del pilote escogido, es claro que la posible plastificación comenzará y se concentrará en dicho “tapón”. Por este motivo, es necesario que dicho elemento presente una capacidad de giro y de alargamiento considerable, la cual proviene principalmente de la capacidad de extensión de las barras de acero dúctil ancladas fuera de la zona de posible plastificación. Por otra parte, es necesario reconocer que existen casos en que una estructuración cuenta con pilotes que no tienen responsabilidad sísmica o que no aportan a la resistencia lateral de la estructura de manera significativa. Tal es el caso de los pilotes verticales de muelles estructurados en base a cuplas, o similarmente muelles que incorporan sistemas aislados. Incluso puede mencionarse el caso de los pilotes de mayor longitud expuesta en muelles construidos sobre taludes pronunciados. En todos estos casos, si se espera que la conexión entre el pilote y el tablero no requiera el desarrollo de inelasticidades en el momento en que el sistema resistente a cargas laterales desarrolle su deformación máxima esperada, es posible diseñar la conexión de tal forma que provea esta resistencia máxima requerida sin necesidad de imponer requisitos adicionales de ductilidad. Cuando se habla de deformaciones máximas esperadas, debe entenderse que se trata de un nivel de demanda compatible con el espectro elástico de desplazamientos que corresponda (sin factores de reducción de la respuesta).

Fig. C13.1.- Conexión típica de pilote de acero a viga de

hormigón armado

)

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13.8 Las secciones de acero utilizadas como pilotes deben cumplir las relaciones ancho-espesor indicadas en la Tabla 8.1 considerando únicamente el espesor que resulta después de descontar cualquier tipo de pérdida que deba asumirse de acuerdo a las condiciones de diseño. En el caso de secciones que trabajen en compresión la razón ancho-espesor debe ser menor que r de compresión. Se pueden exceptuar de esta exigencia aquellos elementos cuya resistencia requerida sea determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en la sección 4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1≥2,0. En el caso de secciones de marcos de momento, en las cuales no se espera generar una plastificación flexural del pilote para niveles de demanda compatibles con el espectro elástico de desplazamientos definido en esta norma, la razón ancho-espesor debe ser menor que r de flexión. Por el contrario, si en estas secciones se espera generar una plastificación flexural para esta misma demanda, la razón ancho-espesor debe ser menor que p de flexión.

C13.8 El posible nivel de pérdida de espesor debe ser determinado en cada proyecto considerando de manera conjunta tanto la agresividad ambiental (corrosión) u operativa (abrasión) que se espere durante la vida útil de la estructura como las medidas de mitigación (y/o de mantención) que se implementen para limitar o anular estos efectos. Por ejemplo, la implementación de protección catódica y esquemas de pintura (galvanizado) específicamente diseñados para una condición particularmente agresiva podría justificar la consideración de pérdidas de espesor bajas e incluso nulas. Los requisitos del presente capítulo reconocen que en la mayoría de los casos prácticos no se espera que los pilotes que conforman marcos de momento lleguen a niveles de flexión que generen plastificación en ellos para condiciones compatibles con el sismo de diseño. Esto se debe a que los mecanismos con que cuenta la presente norma protegen especialmente este tipo de estructuras. Los límites de desplazamiento estándar, el corte basal mínimo, los factores R moderados definidos en este capítulo, conducen a que en la mayoría de los casos sea razonable esperar respuestas cuasi-elásticas en los pilotes de marcos de momento marítimo-portuarios. Adicionalmente, se reconoce que, en el caso de vigas de tablero de hormigón armado, el encargado de desarrollar una limitada capacidad de giro es el elemento conector entre el pilote y la viga. Lo anterior justifica que en la mayoría de los casos de marcos de momento no sean exigibles los límites de compacidad “plásticos” para los pilotes. Sin embargo, esto tiene implicancias que deben entenderse de forma clara. Por ejemplo, la determinación de la capacidad lateral de deformación de un muelle cuyos pilotes no cumplen el limite p flexural no puede incorporar posibles plastificaciones flexurales en ellos. En consecuencia, deberán permanecer elásticos en todo momento.

13.9 En marcos rígidos, la viga de soporte de tablero debe contar con una resistencia de diseño flexural y de corte superior a 1,2 veces la solicitación impuesta en ella por el elemento conector del pilote trabajando a su resistencia de diseño flexural en conjunto con las cargas gravitacionales. En el caso de vigas de hormigón armado. El cumplimiento de este requisito permite el no cumplimiento de los requisitos definidos en Capítulo 21 de NCh430 relativos a elementos en flexión de marcos resistentes a momento. En el caso de vigas de hormigón armado. Si un daño limitado en las vigas de soporte del tablero no restringe la funcionalidad de la estructura, puede

C13.9 Por lo general, los mecanismos de plastificación global para desplazamientos laterales máximos considerados para estructuras marítimo-portuarias, no incluyen la falla en vigas de soporte o que formen parte de los tableros sobre los cuales se desarrolla la operación funcional del puerto. Se asume de esta forma, que una plastificación o falla tanto de corte como de flexión en dichas vigas de tablero puede generar un requerimiento de reparación importante y que motive una detención temporal de las operaciones. No obstante, se reconoce que en algunos casos la falla de tablero podría no limitar la operación de la estructura. Sin embargo, es en estos casos en que dicha falla debe ser estable y controlada. Si bien el requisito de diseño a “capacidad” incorporado constituye una condición de borde comúnmente usada en marcos rígidos de nivel intermedio, su aplicación a la unión tablero-pilote difiere levemente, apuntando en la dirección

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utilizarse en reemplazo del requisito descrito, las disposiciones definidas en Capítulo 21 de NCh430 relativas a elementos en flexión de marcos especiales resistentes a momento.

de la protección del tablero. Se espera que este requisito proteja especialmente el sector extremo de las vigas. Notar que el requisito es aplicable tanto a elementos de hormigón armado como de acero.

El exigir la condición de borde descrita, a nivel de resistencias de diseño ( Rn para método LRFD y Rn/ para método ASD) en lugar de resistencias esperadas reconoce el nivel de ductilidad moderada que se desea desarrollar en este tipo de estructuras. No obstante, en casos en los que se esperen elevadas incursiones inelásticas en los elementos conectores del pilote, debiera realizarse el diseño considerando resistencias esperadas (uso explícito de Ry).

Fig. C13.2.- Diagrama de cuerpo libre tipo para

determinación de resistencia requerida flexural y de corte en viga de tablero

En la figura: Para método ASD: q = 1.2 qa, M = 1.2 Mn/ Para método LRFD: q = 1.2 qu, M = 1.2 Mn qa, carga gravitacional ASD consistente con el escenario sísmico. qu, carga gravitacional LRFD consistente con el escenario sísmico. Notar que “q” puede contener cargas distribuidas o puntuales, entre otras.

13.10 El nudo ubicado en el extremo superior de pilotes que forman marcos rígidos con las vigas de tablero debe diseñarse para que no se produzcan fallas por efecto de concentración de esfuerzo de corte al considerar el elemento conector del pilote trabajando a su resistencia de diseño flexural. En el caso de envigados de acero debe verificarse la zona panel comprometida y los efectos de cargas concentradas. En el caso de envigados de hormigón armado debe verificarse el nudo que recibe las barras de refuerzo que lo vinculan al pilote.

C13.10 En el caso de uniones de pilotes de acero contra vigas de hormigón armado, se espera que se desarrolle una demanda de ductilidad concentrada en el elemento “tipo tapón” de hormigón armado responsable de entregar continuidad. Con el fin de asegurar que no se produzca la falla de corte dentro del nudo de la viga de manera previa a la fluencia de las barras de anclaje, debe evaluarse la capacidad de corte de dicho nudo (Fig. C13.3). En ocasiones, este requerimiento puede significar la modificación de la sección de la viga de tablero.

q

M M M

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Fig. C13.3.- Efecto de corte en nudos de unión entre pilote de acero y viga de hormigón armado.

13.11 Para la estructuración de muelles con la tipología 3 definida en la Tabla 13.1, esta debe cumplir con la disposición 8.6.6 y en particular que la separación entre los puntos de trabajo de las diagonales (pilotes inclinados), medida en el eje de la viga, debe ser menor o igual a 2 veces la altura de la viga. 13.12 La resistencia requerida para la evaluación de la ficha de pilotes hincados en el fondo marino, para la definición de anclajes a roca, u otra condición de apoyo contra el fondo marino, debe ser determinada utilizando las combinaciones de cargas definidas en la sección 4.5, en las cuales el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0,7R1≥2,0. La resistencia requerida para el método LRFD no necesita ser mayor que la máxima carga esperada que la estructura puede inducir en el elemento considerado. Para el caso ASD no necesita ser mayor que dicho valor LRFD dividido por 1,5.

C13.12 No se acepta que la potencial falla de los pilotes sea la extracción, o el deslizamiento por asentamientos de punta (compresión), debido a que se considera que este tipo de falla podría no ser capaz de desarrollar un nivel de ductilidad que justifique el uso de factores R superiores o iguales a 2,0. Debido a que en la práctica no resulta necesario técnicamente para el diseño definir una ficha que garantice la movilización de la capacidad axial del pilote (fluencia en tracción), lo que clasificaría a la falla como dúctil, se hace necesario definir de manera explícita la carga máxima tanto de tracción como compresión que podría ser generada en el vínculo de apoyo. En principio, lo anterior exige un análisis tiempo-historia inelástico consistente con la demanda sísmica de desplazamientos esperada, o un análisis incremental que logre el mecanismo de plastificación global que la estructura pueda generar para esta misma demanda. Sin embargo, reconociendo que en la actualidad dichos análisis no se encuentran al alcance de todos los proyectos, se propone como alternativa definir un máximo razonable de solicitación “no dúctil” mediante el uso de cargas amplificadas. Es importante reconocer que esta carga de diseño “realista” que se usará en la evaluación de las fichas o anclajes de los pilotes, debe compararse con una resistencia de diseño “realista” (factores de seguridad ASD o de minoración LRFD incluidos) del suelo o roca

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COMENTARIOS correspondiente. Esto es, las resistencias definidas por la mecánica de suelos del proyecto deben diferenciar entre condiciones de operación estándar y eventos extremos, tales como el sismo de diseño. Los valores de resistencia del suelo pueden estar respaldados por estudios de campo específicos, pruebas de carga, estáticas o dinámicas, sondajes que describan la estratigrafía del suelo, PDA, etc.

13.13 Las disposiciones sobre desplazamientos y deformaciones relativas entre tableros contiguos, losas de aproximación, estructuras vinculadas, o situaciones similares, deben ser en general más estrictos que lo establecido en el Capítulo 6 ya que deben garantizar un daño estructural y no estructural limitado y compatible con una continuidad de operación teórica del puerto luego de un evento sísmico severo.

C13.13 Por lo general, en muelles formados por varios sitios de atraque que presenten dilataciones entre cuerpos principales será necesario establecer las deformaciones que pueden tolerar las estructuras o equipamiento que opera cruzando dicha interfaz de dilatación como límite de desplazamiento relativo de los tableros.

13.14 El diseño de estructuras marítimo-portuarias que incorporen dispositivos de aislación sísmica debe cumplir con las disposiciones contenidas en NCh2745 “Análisis y diseño de edificios con aislación sísmica – Requisitos” en todo aquello que no entre en conflicto con lo establecido en la presente norma.

C13.14 La experiencia nacional con que actualmente se cuenta en relación al diseño aislado de muelles transparentes importantes conduce a la conclusión que en la mayoría de los casos esta solución presenta un menor costo de construcción que su equivalente que considera estructuración tradicional. La principal economía se concentra en la cantidad de pilotes requeridos, robustez de los mismos, disminución de fichas de empotramiento en suelo, y disminución de anclajes en roca. Por lo anterior, resulta recomendable evaluar en cada proyecto específico la conveniencia económica del uso de estructuras aisladas, ya que como es conocido, desde el punto de vista del desempeño sísmico los beneficios son notables.

13.15 El diseño de estructuras marítimo-portuarias que incorporen dispositivos de aislación sísmica debe considerar lo siguiente: a) El factor de reducción de respuesta para la

superestructura (Rs) y para la subestructura (Rb) debe ser igual a 1,0.

b) El diseño puede no satisfacer los requerimientos de las secciones 13.7, 13.8, 13.9, 13.10, 13.12, y Capítulo 8 de la presente norma.

c) Se permite considerar un coeficiente de importancia I=1,0.

d) El corte basal de diseño no necesita ser mayor que lo establecido en NCh2745 Sección 7.4 Fuerzas laterales mínimas.

e) El amortiguamiento efectivo del sistema de aislación ( D, M) no debe tomarse superior al 30% del valor crítico para todos los efectos de diseño.

C13.15 La incorporación de dispositivos de protección sísmica, en particular de aislamiento sísmico, dentro de estructuras marítimo-portuarias debe garantizar la respuesta elástica de los elementos estructurales que la conforman a fin de eliminar la necesidad de reparación ante eventos sísmicos del nivel del de diseño, permitiendo de esta forma el uso inmediato. De esta manera, toda inelasticidad debe concentrarse en aquellos dispositivos dispuestos específicamente para este fin. A modo de comparación, la normativa norteamericana actualmente aplicable (ASCE/COPRI 61-14 Sección 3.12) exige que el diseño del tablero y subestructura se realice para 1,3 veces la máxima respuesta esperada en el sistema de aislamiento para la condición sísmica de diseño.

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f) La totalidad del amortiguamiento de diseño debe provenir del sistema de aislación, considerando que para todo efecto práctico los elementos estructurales y no estructurales deben presentar comportamiento elástico.

g) En caso de utilizar dispositivos de aislación cuyas propiedades puedan variar significativamente en el tiempo o en función de las condiciones ambientales (temperatura, humedad, etc.) bajo las cuales se desarrolla la operación, debe realizarse la validación del diseño para todo el rango de variación de las propiedades que corresponda.

Fig. C13.4.- Ejemplo de tablero aislado sísmicamente

Los límites de variación de las propiedades de diseño de los dispositivos de aislación pueden estudiarse de acuerdo a lo establecido en ASCE 41-13 Seismic Evaluation and Retrofit of Existing Buildings. Capítulo 14 Seismic Isolation and Energy Dissipation, Sección 14.2.2.

13.16 En toda estructura marítimo-portuaria que incorpore aislación sísmica deben realizarse los diseños considerando que los dispositivos puedan ser objeto de recambio y/o inspección durante la vida útil de las estructuras sin necesidad de desmontar o demoler elementos estructurales principales. Para cumplir con este objetivo se debe proveer espacio suficiente, vías de acceso, y puntos de apoyo diseñados para este efecto contra los cuales pueda reaccionar un equipo de elevación que se utilice durante las maniobras de recambio de los dispositivos. Adicionalmente, los dispositivos deben contar con sistemas de protección contra cada una de las condiciones ambientales que puedan afectar su desempeño.

C13.16 A diferencia de las estructuras habitacionales, en estructuras de tipo industrial es posible que las solicitaciones de diseño consideradas en el proyecto original se eleven considerablemente. La principal razón de ello es el reemplazo de equipos eléctricos o mecánicos que permitan elevar la producción. De forma similar, también existe la posibilidad de aumentar la cantidad original de equipos que alberga la estructura con el mismo fin productivo. En el entendido que los dispositivos de aislamiento de base comunes no resultan fácilmente “reforzables”, se entiende que en caso de no tolerar de buena forma las posibles nuevas solicitaciones, deberán ser reemplazados por elementos que en general tendrán mayores dimensiones. Es en este contexto que considerar el proveer desde un inicio espacio suficiente para la instalación de posibles dispositivos mayores puede resultar relevante en el largo plazo. Debido a la ubicación de los dispositivos (bajo el tablero), es posible que durante la vida útil de la estructura se generen condiciones agresivas de animales, vegetales, e incluso minerales, más exigentes que en el caso de edificios habitacionales y que puedan dañar los dispositivos comprometiendo su buen desempeño. Por tal motivo, se recomienda el uso de revestimientos de protección que permitan la deformación libre de los dispositivos y limiten tales ataques ambientales.

13.17 Como parte del diseño estructural, deben realizarse estudios específicos tendientes a garantizar la estabilidad de las grúas (cargadores, descargadores, etc.) que operan sobre los tableros de muelles durante eventos sísmicos severos. En ausencia de análisis especiales se acepta como

C13.17 La continuidad operacional de las instalaciones portuarias comúnmente requiere la ausencia de daños en los equipos cargadores o descargadores de barcos. Por este motivo, el garantizar dicha situación debe ser considerado parte del diseño.

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indicador de estabilidad suficiente el que no se produzcan tracciones netas en los apoyos de dichos equipos para una condición de demanda sísmica establecida por el espectro elástico (R=1,0) de NCh2745 considerando la razón de amortiguamiento que corresponda de acuerdo a la Tabla 13.1.

Existen dos temas fundamentales en la evaluación de la suficiencia estructural de estos equipos mayores. El primero es que el equipo debe contar con la resistencia suficiente para no requerir reparaciones mayores luego de un sismo severo. En líneas generales es deseable que todo equipo importante de proceso se mantenga dentro del rango elástico en todo momento. El segundo tema dice relación directa con la estabilidad lateral de los equipos bajo condiciones sísmicas severas. En general no debe aceptarse el levantamiento de los puntos de apoyo de las grúas portuarias. Sin embargo, en algunas ocasiones no es posible garantizar dicha situación únicamente a través de la respuesta estructural del conjunto muelle-grúa y deben implementarse medidas correctivas como por ejemplo anclajes del equipo contra el tablero o subestructura. Desde un punto de vista técnico el levantamiento de uno de los apoyos (tracción vertical para efectos de “modelo”) de estos equipos corresponde a una falla que no presenta ningún tipo de ductilidad o sobre-resistencia asociada. Por este motivo un análisis sísmico en base a cargas reducidas carece de sentido físico para este fin. Sólo puede definirse una estabilidad suficiente a partir de estudios que puedan estimar cargas laterales “realistas”. Dichas cargas pueden ser estimadas de buena forma a partir de análisis TH inelásticos realizados para registros “representativos” de la demanda sísmica esperada. Sin embargo, se propone como alternativa la evaluación de la suficiencia de la estabilidad del equipo a través de análisis elástico modal espectral tradicional. En el caso de muelles flexibles, la evaluación de la estabilidad de la grúa para una solicitación sísmica representada por el espectro elástico de NCh2745 resulta de muy buena calidad, ya que no se esperan mayores incursiones inelásticas tanto en la subestructura como en el equipo en cuestión. Por el contrario, en el caso de muelles rígidos, esta metodología simplista podría resultar conservadora en el entendido que las incursiones inelásticas de la subestructura pueden disminuir la solicitación lateral a nivel del equipo (entregando mayor estabilidad), situación que el análisis elástico no detectaría. Este escenario de verificación de estabilidad no entrega resultados representativos para otro tipo de verificaciones. En particular, no deben considerarse los esfuerzos generados como representativos de un nivel de diseño estándar.

13.18 La clasificación sísmica de suelos que se realice por parte del especialista geotécnico responsable debe considerar los estratos de suelo que presenten una mayor influencia en la respuesta sísmica de la estructura en estudio. El especialista geotécnico responsable debe definir las disposiciones de diseño adicionales a las presentadas en esta norma que sean necesarias a

C13.18 En estructuras marítimo-portuarias compuestas de pilotes hincados en el fondo marino no es extraño contar con fichas de diseño para los mismos superiores a 30m. En algunos casos incluso es posible extender las fichas hasta alcanzar la roca base o un estrato comparablemente competente. Debido a esta condición de “extrema” profundidad en las fundaciones de la estructura, es posible que la respuesta dinámica ante solicitaciones sísmicas del conjunto estructura-suelo

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fin de garantizar los objetivos de desempeño establecidos.

requiera la consideración en el diseño (y prospección) de estratos más profundos en comparación a lo que es adecuado en estructuras cuyas fundaciones clasifican como superficiales.

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Tabla 13.1 – Factores R y para estructuras marítimo-portuarias específicas

Sistema sismo-resistente Esquema R Vigas de

Acero Vigas de

Hormigón

1 Tablero de hormigón armado sobre vigas, dispuesto sobre cuplas concéntricas de pilotes de acero.

3,0 0,03 0,04

2 Tablero de hormigón armado sobre vigas, dispuesto sobre pilotes de acero verticales que forman marcos rígidos.

4,0 0,03 0,04

3 Tablero de hormigón armado sobre vigas, dispuesto sobre cuplas excéntricas de pilotes de acero.

3,5 0,03 0,04

4

Tablero de hormigón armado sobre vigas, dispuesto sobre cuplas de pilotes de acero o pilotes verticales formando marcos rígidos, construido sobre talud.

3,0 0,03 0,04

5 Tablero de hormigón armado sobre vigas, dispuesto sobre pilotes de acero inclinados que forman marcos rígidos.

3,5 0,03 0,04

6 Tablero de hormigón armado sobre vigas, dispuesto sobre pilotes de acero inclinados y arriostrados en su sector superior.

3,5 0,03 0,04

7

Estructura marítima convencional compuesta de tablero de hormigón armado sobre pilotes de acero u hormigón, no asimilable a las configuraciones anteriores.

2,0 0,03 0,03

Notas: - Las estructuras incluidas en esta tabla consideran de forma general la existencia de un tablero de

hormigón armado dispuesto sobre un envigado (de hormigón armado o acero según sea el caso), el cual a su vez se encuentra apoyado sobre pilotes de acero.

- Las estructuras incluidas en esta tabla corresponden a sistemas resistentes a cargas laterales convencionales, los cuales no presentan dispositivos específicos de protección sísmica (aisladores de base, disipadores de energía, etc.).

- Las razones de amortiguamiento presentadas en la tabla no hacen diferencia entre pilotes anclados a la roca superficial o hincados en el fondo marino. En caso que se use un análisis que incorpore interacción suelo-estructura en que resulten valores de la razón de amortiguamiento del primer modo mayores que los indicados en esta tabla, el incremento de esta razón no puede ser superior al 50% de los valores indicados y la razón de amortiguamiento total no puede superar un máximo de 0,05.

- En caso de duda sobre la clasificación de un sistema resistente, debe escogerse la condición que entregue las mayores solicitaciones para el diseño en todas las direcciones de análisis aplicables.

- En todas aquellas estructuras en las cuales no pueda garantizarse el desarrollo de un mecanismo de colapso dúctil para condiciones sísmicas, debe adoptarse un factor de reducción de la respuesta sísmica R no superior a 2,0 y una razón de amortiguamiento no superior a 0,03.

- En aquellos casos en que sea pertinente la consideración de un escenario sísmico en el cual, por cualquier motivo, el agua no se encuentre presente, debe reducirse en 0,01 la razón de amortiguamiento indicada en la tabla.

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14 Sistemas de Generación y Transmisión de Energía Eléctrica

C14 Sistemas de Generación y Transmisión de Energía Eléctrica Objetivo: Sentar las Bases de Diseño/requisitos para conseguir un adecuado comportamiento sísmico (similar o equivalente a lo que ha ocurrido hasta ahora) de los sistemas y equipos eléctricos / mecánicos relacionados a la generación, transmisión y distribución de energía eléctrica.

14.1 Alcance: 14.1.1 Se establecen requisitos para sistemas, estructuras y equipos eléctricos y mecánicos relacionados a la generación y transmisión de energía eléctrica. Se incluye también los sistemas de Instrumentación y Control asociados al funcionamiento de estas instalaciones. 14.1.2 Se incluyen disposiciones relativas a sistemas de estructuras y equipos no eléctricos en instalaciones de generación que son necesarios para poder cumplir con el nivel de desempeño definido para la instalación. 14.1.3 La filosofía de diseño es válida para cualquier tipo de Instalación de Generación, aunque no se encuentren específicamente en este capítulo. Para equipos presentes en más de un tipo de Instalación son válidos los requisitos especificados en el presente capítulo. 14.1.4 En las siguientes secciones se entregan requisitos específicos para el diseño sísmico de las Centrales Termoeléctricas, Eólicas, Termo-solares con Torre Concentradora y Sistemas de Transmisión. 14.1.5 Se excluyen las centrales nucleares de generación, las instalaciones de GNL y sus terminales portuarios. 14.1.6 El diseño sísmico de las instalaciones del Sistema de Transmisión deberá cumplir con las exigencias de operatividad definidas por los Organismos Técnicos correspondientes al Ministerio de Energía, exigencias que, en caso de contradicción, primarán por sobre la presente norma.

C14.1 Alcance C.14.1.1 Actualmente las exigencias de operatividad están definidas en la Norma Técnica de Seguridad y Calidad de Servicio que emite la Comisión Nacional de Energía. En el caso de instalaciones que no son de generación, pero que incluyen equipos mayores (eléctricos / mecánicos) estos deberían ser tratados con el mismo enfoque; es decir, definiendo Criterios de Desempeño según su relevancia para la operación de la industria. C.14.1.6 Se reconoce que para las instalaciones del Sistema de Transmisión existen exigencias de diseño y/o desempeño particulares definidas por los respectivos organismos técnicos. Se incorporan en la presente norma las exigencias que son comunes a las instalaciones definidas en el alcance del presente capítulo.

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14.1.7 Para el diseño de torres de antena y otras estructuras de comunicaciones similares, la solicitación sísmica podrá o no ser relevante según sean las características propias de la estructura, la condición de viento de diseño, los equipos que deba soportar y/o su lugar de ubicación, lo que deberá ser analizado caso a caso por el ingeniero diseñador. En caso de que la solicitación sísmica sea una condición de diseño, este deberá realizarse de acuerdo con las disposiciones del presente capítulo. 14.2 Filosofía 14.2.1 Para las instalaciones de este capítulo se considera especialmente importante explicitar la necesidad de cumplir con el objetivo de continuidad de operación de las instalaciones después de ocurrido el sismo de diseño. De manera que cuando se establecen requisitos mínimos de resistencia y límites de deformaciones y desplazamientos estos deben poder garantizar la pronta recuperación de la operación del sistema. Será responsabilidad del diseñador, en adecuada coordinación con los proveedores de los equipos el garantizar que esos mínimos son adecuados para cumplir el objetivo establecido. 14.2.2 El comportamiento sísmico de los equipos mecánicos y eléctricos correspondientes a las centrales de generación y a las instalaciones del sistema de transmisión es dependiente del comportamiento sísmico de las estructuras y fundaciones que los soportan, razón por la cual en el presente capítulo se abordan los criterios de diseño sísmico para el sistema equipo, estructura y fundación. 14.2.3 El análisis y el diseño de todos los componentes de cualquier instalación dentro del alcance de este capítulo debe ser sometido a un proceso de aprobación por profesionales especialistas. El objetivo es garantizar el adecuado cumplimiento de los requisitos aplicables. En caso de duda respecto a cómo se debe interpretar o aplicar un requisito específico, es del alcance del profesional especialista el zanjar esta controversia.

C14.2.3 La práctica de los últimos 20 años de las inversiones en generación eléctrica de parte de las empresas generadoras, es que el análisis y el diseño de todos los componentes de cualquier instalación dentro del alcance de este capítulo debe ser sometido a un proceso de revisión sísmica independiente por un profesional especialista. El objetivo es garantizar el adecuado cumplimiento de los requisitos aplicables.

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14.3 Definiciones: Sismo de Diseño: Corresponde al nivel de solicitación sísmica para el cual el equipo o estructura ha sido diseñado, de acuerdo a las definiciones del presente capítulo.

Sismo de Servicio: Corresponde al nivel de solicitación sísmica para el cual el equipo tiene deformaciones máximas tales que no debe parar su operación.

PGA: Valor máximo de la aceleración del suelo, corresponde a la ordenada del espectro (definido con ecuación 14-1) de respuesta de aceleraciones para período cero.

Equipos de Generación: Son todos los equipos que tienen como función la generación de energía eléctrica.

Equipos de Transmisión: Son los equipos encargados de la transmisión de energía generada por los equipos de generación.

Condiciones de operación normal: Condiciones de operación que tiene el equipo en la mayoría del tiempo.

Condiciones de operación eventual: Condiciones de operación que se dan sólo en algunos instantes de la operación o bajo algunas condiciones específicas.

Corto circuito externo: Corto circuito generado en el equipo por condiciones externas al mismo, generando la paralización inmediata del equipo.

Componentes mecánicos (en presión): Son todos los elementos de la caldera y turbogenerador que trabajan en presión, tales como piping (tuberías), recipientes, y otros.

Condición de trip: Condición que se genera cuando el sistema de protección del equipo detiene bruscamente la operación del mismo por haber detectado condiciones anormales de funcionamiento.

Sistema buckstay: Sistema (vigas y uniones) que entregan soporte lateral a las paredes de tubos de la caldera.

Elemento fusible: Elemento estructural que bajo condiciones de cargas sísmicas establecidas en el diseño debe ser el primero en alcanzar la "falla"

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(estado limite). Debe ser un elemento que sea fácil de reemplazar y tenga comportamiento "dúctil".

Aerogeneradores de eje horizontal: Son todos los aerogeneradores en los que el eje de giro de las aspas es horizontal. Al girar las aspas generan un plano vertical de orientación variable.

Góndola ("Nacelle"): Estructura que contiene los elementos mecánicos y eléctricos necesarios para la generación de energía, se encuentra alrededor del rotor, detrás de las aspas y sobre la torre.

Comportamiento dúctil de una unión: comportamiento que asegura que cuando se alcanza la capacidad (resistencia) puede ocurrir deformación adicional de la conexión sin se pierda resistencia en forma relevante y que permita ciclos de carga y descarga sin cambios significativos en el tipo de comportamiento.

Continuidad de operación: Estado en el que no se alcanza la condición de trip, es decir no se alcanzan condiciones (desplazamientos, velocidades, o aceleraciones) que puedan inducir la condición de parada y se mantiene la operación continua.

Parada Segura: Proceso que se inicia con la condición de trip, en el que el equipo detiene su operación en forma controlada, porque se excedieron las condiciones de deformaciones (velocidades o aceleraciones) admisibles para poder continuar operando en forma segura.

Tope sísmico: Sistema que limita la posibilidad de desplazamiento en una dirección horizontal y transmite la carga sísmica; no limita desplazamientos ni transfiere cargas verticales. Típicamente está compuesto de un elemento guía y un elemento fusible.

Elemento guía: Elemento que limita las deformaciones en alguna de las direcciones horizontales del equipo, además transfiera las cargas sísmicas sin limitar las deformaciones verticales.

Aerogenerador en producción normal: Condición de operación en la que se está produciendo energía eléctrica, el viento está por sobre el umbral de entrada en producción.

Aerogenerador detenido: Condición de no operación por velocidad de viento menor al umbral de entrada en producción.

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Estructuras altas de subestaciones eléctricas: Son los denominados pórticos o marcos de líneas y/o barras, los pilares de malla aérea y otras estructuras de similares características.

Componentes flexibles en equipos eléctricos de sistemas de transmisión eléctrica: Se refiere a componentes tales como bushing, radiadores, estanques elevados, otros componentes flexibles propios del equipo. 14.4 Clasificación de Sistemas, Equipos, Estructuras de soporte y Estructuras relacionadas: Los sistemas de este tipo de instalaciones se clasifican según su funcionalidad. A Críticos esenciales: Sistemas que no pueden dejar de operar incluso durante la ocurrencia del sismo de diseño. Sus estructuras y equipos no deben presentar daño con el sismo de diseño. B Críticos: Equipos, sistemas y estructuras necesarios para la operación de la planta. Los equipos pueden tener trip (para protección del equipo) con sismo de diseño. Los equipos no deben presentar daño con el sismo de diseño. Las estructuras pueden presentan daños menores con el sismo de diseño, tales que su reparación se realiza en un plazo menor a 4 semanas). Estos sistemas no pueden dejar de operar durante y después del sismo de servicio. Las estructuras y equipos no deben presentar daños con el sismo de servicio. C No Críticos: Equipos, sistemas y estructuras que no son necesarios para el inicio de la operación normal de la central. Los equipos y estructuras pueden presentar daños menores con el sismo de diseño, tales que la reparación de daños se realiza en un plazo corto. D No influyen en la operación: Son estructuras o instalaciones que no forman parte del proceso de operación de la central. Su diseño no queda condicionado por los requisitos de este capítulo, sino que por los requerimientos del resto de esta Norma.

C14.4 Clasificación de Sistemas, Equipos, Estructuras de soporte y Estructuras relacionadas: Ejemplos de Categoría A son: Sistema de control de operación TG, Sistema Contra incendios, DCS, VCS, Baterías, etc.... Estos sistemas deben controlar la parada segura luego de un “trip” durante un sismo. Ejemplo de Categoría B son: Turbina, Generador, Caldera, GCB, Equipos Eléctricos de Transmisión, Cañerías de agua de refrigeración, etc. Ejemplo de Categoría C: Estanque de Agua tratada, sistema de carbón en cancha.

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14.5 Factor de Importancia Los sistemas de estas instalaciones tendrán distintos valores de Factores de Importancia , los que definen a partir de la Clasificación Sísmica de 14.4, en la Tabla 14-2.

C14.5 Factor de Importancia

14.6 Definición de la Solicitación Sísmica: La solicitación sísmica a usar para el diseño será la definida en este capítulo, independiente de la duración de vida útil que se considere para la instalación. 14.6.1 Sismo de Nivel de Diseño: Basado en la experiencia para este tipo de instalaciones se establece el nivel de la solicitación sísmica definido en 14.6.1.1 a partir del Espectro de Respuesta de Aceleraciones. Alternativamente, pero en forma obligatoria para Suelo Tipo IV, se puede definir el espectro de diseño a partir de un Estudio de Amenaza Sísmica de tipo probabilístico refrendado por una evaluación de tipo determinístico. Se entiende que el PGA para el nivel de diseño corresponde a una aceleración máxima del suelo que tienen una probabilidad de excedencia de 10% en 50 años. 14.6.1.1 Espectro de Diseño - Alternativa 1: El Espectro de Respuesta de Aceleraciones de Diseño es definido en términos de aceleraciones horizontales como se muestra en las ecuaciones siguientes.

(14-1)

C.14.6 Definición de la Solicitación Sísmica: Se hace explicito que la probabilidad de excedencia definida no se debe relacionar con la vida útil de la instalación. Sólo se podría considerar una excepción si la vida útil es tan corta que corresponda considerar a la instalación como temporal. C.14.6.1 Sismo de Nivel de Diseño: Históricamente definido en la especificación técnica ETG 1015 / ETG 1020 de Endesa. Esta forma tiene la ventaja de que está definido para la respuesta elástica (R=1) y considera diferentes valores de razón de amortiguamiento. Además, tiene una definición clara de cómo se calcula el espectro para diferentes valores de R, que es consistente con un espectro reducido por "ductilidad".

Este nivel de sismo está definido considerando que los valores de I serán 1.2, 1, 0.8, correspondientes a sistemas críticos esenciales, sistemas críticos, sistemas normales.

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en que:

ao : Aceleración Horizontal de Referencia del Suelo (PGA), toma valores 0.5g, 0.4g, ó 0.3g según la zonificación sísmica 3, 2, 1.

A : Ordenada del Espectro en la zona de aceleración constante. Su valor depende de la razón de amortiguamiento considerada. Ver Tabla 14-3. Los valores deben reducirse en la proporción correspondiente a ao /0.5.

A : Ordenada del Espectro en la zona de desplazamiento constante. Su valor depende de la razón de amortiguamiento considerada. Ver Tabla 14-3. Los valores deben reducirse en la proporción correspondiente a ao /0.5.

T : Período natural de vibración de la estructura / sistema (o del modo predominante de vibración del sistema/estructura), en segundos.

T1 : Límite inferior de la zona de aceleración constante del espectro en segundos. Ver Tabla 14-3.

T2 : Límite superior de la zona de aceleración constante del espectro en segundos. Ver Tabla 14-3.

T3 : Límite inferior de la zona de desplazamiento constante del espectro en segundos. Ver Tabla 14-3.

R : Coeficiente de Modificación de Respuesta, definido en la Tabla 14-4.

14.6.1.2 Estudio de Amenaza Sísmica - Alternativa 2: Alternativamente, pero en forma obligatoria para Suelo Tipo IV, se puede definir el espectro de diseño a partir de un Estudio de Amenaza Sísmica de tipo probabilístico refrendado por una evaluación de tipo determinístico. Los requisitos de 5.8.1 son reemplazados por lo siguiente: a) Se entiende que el PGA (ao de sección 14.6.1.1)

para el nivel de diseño corresponde a una

C14.6.1.2 Estudio de Amenaza Sísmica - Alternativa 2:

Esto reconoce el espíritu del Decreto que modifica la NCh433. Hay un relativo consenso de que estos valores de P(A>a) son adecuados. Es habitual que la vida útil especificada para las Instalaciones de generación sea inferior a 50 años. Se

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aceleración máxima del suelo que tiene una probabilidad de excedencia de 10% en 50 años.

b) Cuando la solicitación sísmica se define a partir de un estudio de amenaza sísmica, las ordenadas del espectro de aceleraciones de diseño no pueden ser menores que un 80% de las del espectro definido con la expresión (14-1).

14.6.2 Sismo de Nivel de Servicio: Se considera necesario definir también el nivel del evento sísmico denominado Sismo de Nivel Servicio (SLE). En un estudio de amenaza sísmica de tipo probabilístico se considera que este evento es el que tiene una probabilidad de excedencia de 15% en 10 años. En términos del espectro definido en 14.6.1.1, el nivel del SLE se define como 0.20 veces el sismo elástico de nivel de diseño. Los valores de y amortiguamiento a ser considerados para este nivel de sismo son y

. 14.6.3 Acción sísmica en dirección vertical 14.6.3.1 Para la acción sísmica en dirección vertical se considerará un espectro de aceleraciones de diseño cuyas ordenadas son el 60% de las del espectro elástico usado para la acción sísmica de dirección horizontal (según sección 14.6.1 o 14.6.2) limitando el amortiguamiento al 3% y utilizando un valor de . 14.6.3.2 Para el caso en que se realice un análisis estático, se deberá utilizar en la determinación del coeficiente sísmico vertical, el período (o frecuencia) que caracteriza el comportamiento dinámico del equipo o estructura en dicha dirección. 14.6.3.3 Para el caso de equipos o estructuras que tienen un comportamiento rígido con respecto a la dirección vertical, el coeficiente sísmico vertical de diseño corresponde a ao. (ver sección 14.6.1.1).

debe usar la demanda sísmica de diseño que establece la norma sin considerar reducciones. C14.6.3.2 El período (o frecuencia) que corresponde utilizar con el espectro sísmico vertical para determinar el coeficiente sísmico vertical de diseño corresponde al que caracteriza el comportamiento dinámico del equipo o estructura para desplazamientos de dirección vertical, el cual en general es diferente al periodo o frecuencia que tiene el mismo equipo o estructura para los desplazamientos de dirección horizontal.

14.7 Análisis Sísmico

14.7.1 Análisis Estático Equivalente

Cuando se use el procedimiento de análisis estático equivalente (AEE) se debe hacer según lo requisitos de la sección 5.3 de la presente norma, teniendo en cuenta las siguientes consideraciones:

C14.7 Análisis Sísmico:

C14.7.1 Análisis Estático Equivalente

La sección 5.3 tiene una distribución en altura de las fuerzas que está asociada al concepto de niveles a diferentes alturas en los que se concentra la masa de la estructura. Ese modelo de distribución de pesos / masas en la altura debe extrapolarse en forma cuidadosa al caso

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El valor del Coeficiente Sísmico, , usado en la expresión (5-1) se obtiene de la expresión (14-2).

(14-2)

en que:

i : Pseudo aceleración de diseño obtenida de la expresión 14-1. En caso de tratarse de la dirección vertical, el valor se obtiene de la sección 14.6.3.

- El valor del Coeficiente de Importancia, , usado

en la expresión (5-1) se reemplaza por , que se obtiene de las Tablas 14-2 y 14-4.

- El límite superior del valor del Coeficiente Sísmico, C, definido en la sección 5.3.3.1 no se aplica.

- El Esfuerzo de Corte Basal mínimo definido en la sección 5.3.3.2 es reemplazado por lo indicado en la sección 14.7.3.

14.7.2 Análisis Dinámico

Cuando se use el procedimiento de análisis dinámico por Superposición Modal Espectral, se debe hacer según lo requisitos de la sección 5.4 de la presente norma, teniendo en cuenta las siguientes consideraciones: - El valor del Espectro de Aceleraciones de

diseño, a, definido en la expresión (5-5) se reemplaza por el que se obtiene de la expresión (14-3).

(14-3) en que:

a : Pseudo aceleración de diseño obtenida de la expresión 14-1. En caso de tratarse de la dirección vertical, el valor se obtiene de la sección 14.6.3.

- El valor del Coeficiente de Importancia, , usado en la expresión (14-3) se obtiene de las Tablas 14-2 y 14-4.

de sistemas / estructuras con distribuciones de peso / masa que no se asemejen a ello. El uso de AEE es simple para situaciones en las que el comportamiento es en un plano (2D), su extensión al caso 3D requiere especial cuidado, aunque la acción sísmica siga siendo en una sola dirección. Tabla 14-3 incluye la definición del método de análisis requerido como mínimo. C14.7.2 Análisis Dinámico

Cuando el análisis se realiza por el "Método Dinámico" de Superposición Modal Espectral (sección 5.4) se obtiene una estimación del valor máximo de las "fuerzas sísmicas" en cualquier elemento o componente del sistema a partir de la combinación por la regla de superposición modal CQC de los máximos por modo de las fuerzas elásticas (o de inercia).

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- El número de modos a considerar en el análisis debe ser tal que la suma de las masas equivalentes, en cada dirección de análisis, sea igual o superior al 95% de la masa total del sistema que se está diseñando.

- El límite superior de las ordenadas de a definido en la sección 5.4.2 no se aplica.

- El Esfuerzo de Corte Basal mínimo definido en la sección 5.4.5 es reemplazado por lo indicado en la sección 14.7.3.

14.7.3 Corte Basal Mínimo Si el esfuerzo de corte basal resulta menor que el siguiente valor: (14-4) todos los valores de las respuestas obtenidas (desplazamientos, fuerzas, etc.) deben ser amplificados por el factor necesario para alcanzar el valor mínimo del esfuerzo de corte basal. 14.7.4 Análisis Especiales El uso de otras metodologías de análisis quedará restringido a verificaciones particulares y debe ser aprobado por el profesional especialista (ver sección 4.6). Se debe usar la metodología definida en 5.8.2, pero la base para determinar la solicitación sísmica deberá ser la definida en las secciones 14.7.1, 14.7.2 y 14.7.3.

C14.7.3 Corte Basal Mínimo Notar que la amplificación se aplica a las respuestas que son "fuerzas," para los "desplazamientos y deformaciones" se debe usar la proporción de R correspondiente (concepto de R1 usado en el capítulo 8)

14.8 Combinaciones de Carga: Las combinaciones de carga definidas en las secciones 9.1 y 9.2 de la norma NCh3171 se deben usar considerando las siguientes definiciones:

en que: a: Factor que afecta a la sobrecarga. Según

sección 4.5 de la presente norma. : Sobrecarga de piso

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: Sobrecarga especial de operación. : Sobrecarga accidental de operación. Esta se

deriva de la ocurrencia del sismo. Adicionalmente se debe considerar las cargas normales de Operación, . Las que para efecto de combinación deberán usarse con los factores definidos para las cargas de Peso Propio ( ). Si el sismo genera un efecto tal que la acción o

necesariamente se interrumpe al iniciarse las aceleraciones basales, no se debe considerar esa acción. 14.9 Disposiciones de Serviciabilidad: Los requisitos deberán ser definidos por los ingenieros de proceso en conjunto con los proveedores de los equipos, teniendo en cuenta la necesidad de satisfacer los requisitos de continuidad de operación establecidos en 14.2.1. Para algunos equipos particulares se definen requisitos específicos en 14.11.

14.10 Sistemas de Anclaje: 14.10.1 El Sistema de anclaje de Equipos y/o estructuras de soporte deben satisfacer los requerimientos de 8.5. 14.10.2 Requerimientos específicos para las fuerzas de diseño se definen en los Requisitos particulares de los Sistemas (ver 14.11). 14.10.3 El tipo de sistema de anclaje a ser usado en cada condición específica deberá considerar apropiadamente las condiciones de durabilidad del sistema de anclaje. 14.10.4 El sistema de anclaje de equipos / estructuras pesados / críticos, debe considerar pernos de anclaje del tipo reemplazables (cabeza martillo o similar). 14.10.5 Al menos los siguientes sistemas deben tener pernos de anclaje reemplazables: a) Estructura de Soporte de la Caldera

C14.10: Sistemas de Anclaje: C14.10.3 En pernos post instalados la preferencia es por pernos con adhesivo epóxico. Cuando se usa pernos de expansión controlada por condiciones de instalación normalmente hay posibilidades de corrosión y también de pérdida de la "expansión" en el tiempo. C14.10.4 Un ejemplo de pernos de anclaje reemplazables se ilustra en la figura siguiente

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b) Estructura de Soporte de los Silos de Carbón, ceniza, caliza, etc.

c) Transformadores d) Edificio Turbina e) Equipos de Desulfurización f) Precipitador Electrostático g) Filtro de Mangas h) Condensador i) Turbo – Generador

Fig. C14.1.- Detalle Pernos de anclaje reemplazables

14.11 Requisitos para Centrales de Generación Termo-Eléctrica

14.11.1 Turbo Generador y su Fundación: En la presente sección se desarrollan los requisitos mínimos que se deben cumplir en el análisis, diseño y verificación del sistema equipo-fundación. El requisito principal corresponde al desarrollo de un modelo integrado que incluya equipo, fundación, e interacción suelo estructura. El nivel de sofisticación de este modelo matemático deberá ser suficiente para verificar satisfactoriamente las condiciones mínimas de operación normal y de emergencia, incluyendo continuidad de operación para sismo de servicio y no-daño para sismo de diseño. Se incluyen también requisitos especiales al sistema de anclaje y otros.

14.11.1.1 Se considera los casos de turbogeneradores de frecuente uso en proyectos de centrales termoeléctricas, de acuerdo a la tecnología del proceso de generación: a) Turbogenerador a vapor, presente en centrales

convencionales a carbón, de ciclo combinado y

C.14.11.1.1 En las centrales termoeléctricas existen distintos tipos de tecnología de acuerdo al proceso y tipo de combustible, sin embargo, en el diseño sísmico de la fundación y turbogeneradores con sus componentes mecánicos y eléctricos, hay aspectos comunes de la estructuración y modelo de análisis sísmico que son aplicables de acuerdo a la práctica de los proveedores-fabricantes y a los requisitos de las empresas de

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termo solares con concentrador central o distribuidos.

b) Turbogenerador a combustión, presente en centrales de ciclo abierto y también de ciclo combinado.

generación eléctrica para Contratos EPC, de centrales termoeléctricas construidas en el país. En el Caso a) el turbogenerador está soportado por una fundación compuesta por una mesa en altura donde están anclados los equipos. Esta mesa de hormigón armado está apoyada sobre una losa de fundación mediante columnas.

14.11.1.2 Modelación Computacional

C.14.11.1.2 Modelación Computacional

14.11.1.2.1 Para el análisis y diseño sísmico de la fundación, y para la verificación de las condiciones de operación normal y condiciones de operación eventual del equipo, se debe desarrollar un Modelo Integrado de Análisis del Turbogenerador (MIATG), que considere los equipos con sus componentes mecánicos y eléctricos interiores y exteriores más relevantes, el sistema de anclaje y la estructura de fundación incluyendo la interacción suelo-estructura. El modelo de análisis MIATG debe permitir realizar las siguientes verificaciones: Análisis de Interacción entre el equipo, la

fundación, y el suelo para chequeo de posible resonancia en la frecuencia de operación.

Cumplimiento de los criterios de diseño establecidos por el fabricante respecto a la amplitud máxima de vibración de la fundación del equipo (soportes).

Cumplimiento de los criterios de diseño del fabricante respecto a deformaciones admisibles del rotor para sismo de nivel de servicio y sismo de nivel de diseño (holguras).

C.14.11.1.2.1 Esto requiere que la modelación incluya no solo la estructura de soporte sino en cierto detalle los equipos, sus apoyos y su configuración interna. Esto para poder medir deformaciones relativas para contrastar con las tolerancias de operación - trip - daño del fabricante.

14.11.1.2.2 El MIATG debe representar en detalle el sistema de anclaje entre el equipo y la fundación, y reflejar correctamente la forma de transferencia de cargas (pesos, cargas de operación y emergencia, y cargas sísmicas) entre ambos.

C.14.11.1.2.2 El requisito pide establecer las distintas condiciones de borde del sistema de anclaje definidas por el fabricante. Un ejemplo corresponde stopper sísmico que debe permitir la expansión térmica del equipo.

14.11.1.2.3 En el MIATG se debe representar a lo menos la carcasa del equipo, el rotor, los descansos de soporte del rotor y los soportes sísmicos interiores del generador. En el caso de las propiedades dinámicas de los descansos, se debe considerar variaciones de acuerdo a las condiciones de operación del equipo, las que deben contar con la aprobación del profesional especialista (ver sección 4.6).

C14.11.1.2.3 El objetivo del requisito es asegurar el nivel de detalle del MIATG necesario que permita verificar las tolerancias de deformación del rotor para condición tripeo y de clearance máximo. Para realizar estas verificaciones se debe considerar análisis de sensibilidad respecto a propiedades del suelo, propiedades dinámicas de los descansos y variaciones de frecuencia de operación.

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14.11.1.2.4 El MIATG debe incluir todos los equipos exteriores que influyan en la respuesta dinámica del sistema y que estén apoyados en el equipo, y la estructura de soporte de hormigón armado o fundación.

C.14.11.1.2.4 Ejemplos de estos equipos son: el condensador, el compresor, cañerías de vapor en presión, sistemas de aceite de lubricación, etc.

14.11.1.2.5 Se debe realizar la modelación de manera de asegurar que todos los componentes mecánicos y eléctricos relevantes estén apropiadamente representados en el MIATG, en términos de su comportamiento frente a solicitaciones dinámicas.

14.11.1.2.6 El MIATG debe ser modelado a partir de planos y documentos del fabricante que definen las características principales de masa y rigidez de los diferentes componentes de los equipos y los mecanismos de transferencia de cargas dinámicas.

C.14.11.1.2.6 En el caso que el fabricante no tenga disponible para entrega (documentos confidenciales), parte de los planos y documentos detallados del equipo, el fabricante debe presentar los planos al profesional especialista (ver sección 4.6) y entregar modelos de los componentes del equipo que se incluirán en el MIATG.

14.11.1.2.7 Para considerar la interacción suelo-estructura, las propiedades del modelo deben considerar dos alternativas: el suelo con propiedades inerciales y el suelo sin propiedades inerciales. En la interacción suelo-estructura, se debe realizar la modelación según los requisitos del capítulo 10 y siguiendo las recomendaciones del ingeniero geotécnico, con la aprobación del profesional especialista (ver sección 4.6). En la verificación del equipo se debe realizar un análisis de sensibilidad respecto a la influencia de las propiedades que caracterizan el comportamiento dinámico del suelo. El valor máximo de la razón de amortiguamiento que se puede usar cuando se incorpora en el modelo el amortiguamiento del suelo por radiación, es de 15% y es aplicable sólo a los modos que corresponden a deformación del suelo; en los modos que corresponden a deformación de la estructura y fundación los valores de la razón de amortiguamiento siempre quedan limitados a los valores característicos de los materiales.

C14.11.1.2.7 Esto es consistente con la recomendación que hace ASCE cuando se usa análisis simplificado (base fija). El límite es un valor comúnmente usado para evitar sobreestimar la disipación de energía en el volumen de suelo.

14.11.1.3 Método de Análisis C14.11.1.3 Método de Análisis

14.11.1.3.1 El MIATG debe ser analizado usando el método de análisis por Superposición Modal Espectral.

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Los resultados se deben usar para las verificaciones asociadas a los requisitos establecidos en 14.11.1.2.1. 14.11.1.3.2 El uso de otros métodos o estudios más elaborados debe cumplir los requisitos de 14.7.4.

14.11.1.3.3 No se acepta que el cumplimiento de los requisitos establecidos en este capítulo sea mostrado a partir de resultados de un análisis estático con fuerzas laterales equivalentes (AEE).

14.11.1.3.4 En el análisis por SME se debe considerar un número de modos de vibrar tal que queden incluidos aquellos modos que representan las deformaciones relativas entre el rotor y el resto del equipo, siempre cumpliendo con los requisitos de 14.7.2.

C14.11.1.3.4 Se debe entender aquí que la masa efectiva debe ser la de los elementos relevantes para las verificaciones.

14.11.1.4 Requisitos de Análisis y Diseño

14.11.1.4.1 El diseño del sistema (equipo, estructura de soporte y su fundación) debe ser verificado para: - Requisitos del fabricante - Continuidad de Operación con Sismo de Nivel de Servicio - Parada Segura (sin daño) con Sismo de Nivel de Diseño

14.11.1.4.2 La verificación de límites de deformación debe ser realizada a lo largo de todo el rotor en las posiciones que sea relevante, y en las posiciones de los descansos. El fabricante del equipo debe entregar las deformaciones de operación normal del equipo (incluyendo deformaciones por temperatura) y para la condición de equipo en reposo. El fabricante debe, además, especificar cuáles son los márgenes restantes de deformación por sismo permitidas por el equipo, en el rotor y en los descansos en operación, para las condiciones de 14.11.1.4.1. Se debe considerar las combinaciones con los distintos niveles de sismo de la sección 14.11.1.5 para estas verificaciones.

14.11.1.4.3 Se debe considerar de manera simultánea la acción sísmica del nivel de diseño y

C.14.11.1.4.3 El Corto Circuito relevante es el que puede ocurrir debido al sismo. Normalmente es en las líneas y

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las cargas debidas a la ocurrencia de corto circuito externo. Ver sección 14.11.1.5.

hace bajar las protecciones por lo que el sistema deja de rotar en forma abrupta.

14.11.1.4.4 Las dimensiones de la fundación deben ser determinadas para asegurar las condiciones de estabilidad al volcamiento y deslizamiento indicados en la sección 10.

14.11.1.4.5 La distribución de masa y rigidez del sistema de estructura de soporte y fundación debe ser tal que se evite la ocurrencia de efectos de torsión en planta que puedan afectar las condiciones de operación del equipo.

14.11.1.4.6 El turbogenerador debe estar preferentemente conectado a la estructura de soporte de hormigón armado mediante pernos de anclaje reemplazables, diseñados para el sismo de nivel de diseño que considere R0 = 1.5. Si el sistema de anclaje no permite que los pernos tengan la condición de reemplazables, su diseño debe considerar cargas amplificadas, con el acuerdo del profesional especialista (ver sección 4.6).

C14.11.1.4.6 Ver detalle del perno de anclaje reemplazable en la sección 14.10.5.

14.11.1.4.7 Para el turbogenerador, las fuerzas de corte sísmico no deben ser resistidas por los pernos de anclaje. El corte sísmico debe ser resistido por llaves de corte, topes sísmicos o algún sistema estructural similar. No se permite resistir corte sísmico por efectos de fricción.

14.11.1.4.8 Llaves de corte y partes embebidas de topes sísmicos u otro sistema deben ser diseñados para el sismo de nivel de diseño considerando R0=1.5.

14.11.1.4.9 El elemento estructural (viga o pedestal) y los elementos de anclaje correspondientes (llave de corte, tope símico, etc.), que resiste todo el corte sísmico longitudinal de la turbina y del rotor del generador, debe ser diseñado considerando un factor de modificación de la respuesta R0=1.

14.11.1.4.10 Los parámetros generales de diseño sísmico para el turbogenerador de centrales termoeléctricas, su estructura de soporte y fundación están indicados en Tabla 14.3.

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A continuación, se presentan parámetros de diseño sísmico complementarios para los componentes del sistema equipo-fundación:

Tabla 14.1 (a): Parámetros de Diseño Sísmico.

Sistema R0 ξ% Estructura de soporte de hormigón y fundación 3 5

Sistema de Conexión equipo-frame (bastidor de soporte) 1.5 5

Sistema de anclaje del frame (bastidor de soporte) a la fundación, incluye pernos reemplazables

1.5 5

Componente Interior del equipo 1 2

14.11.1.5 Combinaciones de Carga para Verificación Sísmica 14.11.1.5.1 Las combinaciones de carga a ser usadas en las verificaciones requeridas en esta sección son consistentes con los requerimientos de 14.8. Sólo se explicita aquí las combinaciones con solicitación sísmica. Será responsabilidad del diseñador considerar todas las combinaciones factibles, de diferentes tipos de cargas, que puedan controlar el diseño. 14.11.1.5.2 Para sismo de nivel de Diseño:

a) D + aSC + CO + SO + E b) D + aSC + SA1 + E c) D + aSC + SA2 + E

14.11.1.5.3 Para sismo de nivel de Servicio: a) D + aSC + CO + SO1 + E

en que (ver punto 14.8): D: Peso Propio aSC: Sobrecargas de Uso CO: Cargas de Operación Normal SO: Cargas de Operación Normal Desbalanceada SA1: Cargas de Corto Circuito (de la línea) SA2: Cargas de Parada (trip) E: Efectos sísmicos

C14.11.1.5 Combinaciones de Carga para Verificación Sísmica

Tabla C14.1

Diseño Fundación y anclaje

Sismo de Diseño

Sismo de diseño

(no daño)

Sismo de servicio* (no trip)

1.1 Operación Normal1.2 Operación Normal2.1 Operación Normal Desbalanceada2.2 Operación Normal Desbalanceada3 Operación Accidental Desbalanceada4 Operación Accidental Corto Circuito5 Desincronización de Operación6 Partida de Operación7 Parada de Operación

Verificación Equipo

Condiciones de OperaciónN°

* Nota: Para el sismo de servicio, se debe usar ξ=2% y R0=1.

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14.11.1.6 Documentos requeridos para la Revisión Sísmica. Para permitir que el proceso de revisión sísmica se desarrolle en forma adecuada se debe poder contar, como mínimo, con la siguiente información: a) Archivo del MIATG de acuerdo a 14.11.1.2, junto

a memorias de cálculo y toda información necesaria y relevante relacionada con propiedades, cargas, combinaciones y otros, con el objeto de proceder con la revisión sísmica del equipo.

b) Detalle de cargas sobre la fundación. c) Planos de forma y armadura de la estructura de

soporte y la fundación, con la memoria de cálculo de respaldo del diseño.

d) Criterios de operación de los equipos para el diseño de la fundación, incluyendo amplitud de vibración admisible, y requisitos de operación normal y de emergencia para la fundación y los apoyos de los descansos.

e) Valores de holguras admisibles máximas entre partes del equipo (móviles y fijas), para condición de sismo de servicio y sismo de diseño.

f) Planos necesarios del fabricante relacionados con equipos y componentes, geometría, peso y materiales, para la revisión sísmica del MIATG.

g) Planos y memorias de cálculo incluyendo la verificación de tensiones del turbogenerador al transferir las cargas sísmicas y/o operacionales a la fundación.

h) Planos y memoria de cálculo para el sistema de anclaje detallando pernos, topes sísmicos y/o llaves de corte.

14.11.1.6 Documentos requeridos para la Revisión Sísmica. Datos del equipo Datos de geometría la fundación Descripción completa y detallada del Modelo de Análisis Resultados del Análisis

14.11.2 CALDERA Y ESTRUCTURA DE SOPORTE En la presente sección se desarrollan los requisitos mínimos que se deben cumplir en el análisis, diseño y verificación del sistema equipo-estructura-fundación. El requisito principal corresponde al desarrollo de un modelo integrado que incluya el equipo principal y sus componentes mecánicos externos e internos, estructura de soporte, fundación, e interacción suelo

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estructura. El nivel de sofisticación de este modelo matemático deberá ser el suficiente para realizar satisfactoriamente la verificación de interacción, principalmente sísmica, entre el equipo principal y la estructura de soporte, verificar el comportamiento de los topes sísmicos, y además obtener aceleraciones y deformaciones en puntos de interés. Se incluyen también requisitos a la estructuración y sistema de anclaje de estructura de soporte y otros 14.11.2.1 Tipos de calderas generadoras de vapor: Se consideran distintos tipos de calderas generadoras de vapor de frecuente uso en proyectos de centrales termoeléctricas, de acuerdo al tipo de combustible y tecnología del proceso, como son los casos:

1) Caldera generadora de vapor de carbón pulverizado, PC.

2) Caldera generadora de vapor de lecho fluidizado CFB.

3) Caldera recuperadora de calor de tiro vertical, HRSG.

4) Caldera recuperadora de calor de tiro horizontal, HRSG.

5) Otros sistemas o equipos similares que tengan el mismo tipo de componentes y puedan ser tratados en forma similar según se especifique en sus requisitos particulares.

C.14.11.2.1 En las centrales termoeléctricas existen distintos tipos de tecnología de calderas de acuerdo al proceso y tipo de combustible, sin embargo, para el diseño sísmico de la estructura de soporte y equipo con sus componentes mecánicos, hay aspectos comunes de la estructuración y modelo de análisis sísmico que son aplicables de acuerdo a la práctica de los proveedores-fabricantes y a los requisitos de las empresas de generación eléctrica para Contratos EPC, de centrales termoeléctricas construidas en el país. En los casos a), b) y c), la caldera es un equipo conformado por una estructura principal de soporte con columnas ancladas a su fundación, con vigas principales superiores de la cual está suspendido el cuerpo principal del equipo mediante colgadores. En el Caso d), los equipos instalados en Chile consideran la estructura principal de soporte generalmente con una sola columna anclada fija a su fundación. El sistema de anclaje a la fundación del resto de las columnas, se diseña de manera de permitir la expansión térmica de operación del equipo, mediante topes sísmicos en cada dirección principal (longitudinal y transversal), dejando un gap térmico de operación. El resto de la estructuración es similar a los casos anteriores, con vigas principales superiores de la cual está suspendido el cuerpo principal del equipo mediante colgadores.

14.11.2.2 Inspector Autorizado ASME y Revisor Sísmico

C14.11.2.2 Inspector Autorizado ASME y Revisor Sísmico

14.11.2.2.1 El diseño de todos los elementos mecánicos a presión se debe combinar con el sismo de diseño y debe ser entregado por el fabricante para la aprobación del Inspector Autorizado ASME y del profesional especialista (ver sección 4.6 y 14.2.3).

C.14.11.2.2.1 El código ASME establece en el Preámbulo de la Sección I, que los detalles de diseño y construcción que no estén explícitos en el código, deben ser entregados por el fabricante para aceptación del Inspector Autorizado ASME. Actualmente el código ASME no establece requerimientos específicos para que los elementos de presión de la caldera consideren la demanda sísmica. El código ASME sección B31.1 establece para el diseño de las cañerías a presión exteriores a la caldera, que se debe considerar la acción sísmica.

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COMENTARIOS El diseño bajo código ASME de los elementos mecánicos a presión debe considerar los esfuerzos y deformaciones sísmicas que se obtengan de la aplicación de este subcapítulo.

14.11.2.2.2 Para la combinación de 14.11.2.2.1, que se considera una situación ocasional, se debe utilizar una presión mayor a la de operación normal, asociada a la condición de "trip" del turbogenerador (proceso de parada de planta).

C.14.11.2.2.2 Normalmente ésta presión es mayor que la de operación normal, pero no alcanza al valor de la presión máxima de diseño.

14.11.2.2.3 Para efectuar la combinación sísmica del requisito 14.11.2.2.1, la solicitación sísmica en los elementos a presión de la caldera se debe obtener de los resultados del análisis usando la modelación establecida en 14.11.2.3.

14.11.2.3 Modelación Computacional

C14.11.2.3 Modelación Computacional

14.11.2.3.1 Para el análisis y diseño sísmico de la caldera, se debe desarrollar un Modelo Integrado de Análisis de la Caldera (MIAC), que considere la fundación con la interacción suelo-estructura, la estructura de soporte y su forma de apoyo a la fundación, la caldera colgante con sus equipos y componentes eléctricos y mecánicos (interiores y exteriores), y los sistemas de cañerías de presión. La geometría a utilizar debe corresponder a la condición de equipo en operación. El MIAC debe detallar la estructura de soporte exterior de la caldera, la pared de tubos (PC y CFB), pared de carcasa (HRSG) y el sistema de topes sísmicos de transferencia de cargas sísmicas entre el equipo colgante con sus componentes y la estructura de soporte exterior.

C14.11.2.3.1 La caldera es un equipo que sufre expansiones térmicas, por lo cual la configuración cambia dependiendo de si el equipo está operando o se encuentra parado. Como en las combinaciones sísmicas se considera el sismo actuando durante la operación normal del equipo, es consecuente considerar la configuración expandida del equipo y sus componentes. La participación y aprobación del profesional especialista (ver sección 4.6 y 14.2.3) en la definición de los sistemas de transferencia de carga sísmica en la etapa conceptual de la definición del sistema es imprescindible

14.11.2.3.2 Se debe realizar la modelación de manera de asegurar que todos los componentes mecánicos y estructurales estén incluidos en el MIC, de manera de representar correctamente el comportamiento dinámico de los diferentes sistemas frente a solicitaciones sísmicas. Esta modelación debe basarse directamente en la información del proveedor que define las características principales de masa y rigidez de los diferentes sistemas y los mecanismos de transferencia de cargas sísmicas.

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14.11.2.4 Peso Sísmico Efectivo

14.11.2.4.1 El cálculo del peso sísmico efectivo debe considerar que la caldera, intercambiadores de calor, domos y tuberías están llenas de agua. Una eventual reducción de masa de agua en estos componentes debe ser aprobada por el profesional especialista (ver sección 4.6 y 14.2.3).

14.11.2.4.2 Para fines de análisis se debe asumir que todos los líquidos se comportan como cuerpo rígido junto a la estructura de soporte de la caldera.

14.11.2.4.3 La parte del peso sísmico proveniente de la existencia de sobrecargas de uso debe satisfacer lo definido en la sección 5.1.3 de la presente norma.

14.11.2.5 Métodos de Análisis

14.11.2.5.1 El MIAC debe ser analizado usando el método de análisis por Superposición Modal Espectral. Los resultados se deben usar para el diseño sísmico de la estructura, sus anclajes y fundación y para la definición de la solicitación sísmica en los componentes mecánicos y cañerías.

14.11.2.5.2 El uso de otros métodos o estudios más elaborados debe cumplir los requisitos de 14.7.4

14.11.2.5.3 El Método de Análisis Estático Equivalente (AEE) puede ser usado únicamente para determinar estimaciones de fuerzas y desplazamientos en la fase preliminar de diseño.

14.11.2.6 Requisitos para la Estructura de Soporte

C14.11.2.6 Requisitos para la Estructura de Soporte

14.11.2.6.1 La estructura sismo resistente debe ser redundante. Si un elemento individual alcanza alguno de sus estados límites, no se debe generar cambios relevantes en la distribución de esfuerzos en el resto de los elementos de la estructura, que impliquen un cambio en el diseño de los elementos.

C14.11.2.6.1 La "falla" en elementos singulares de la estructura, entre otros, no debe generar demandas torsionales significativas.

14.11.2.6.2 La estructura sismo resistente debe tener una distribución de rigidez tal que permita conseguir que los desplazamientos laterales en la conexión equipo -estructura, debidos a la acción sísmica, sean principalmente traslacionales, minimizando la torsión en planta.

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14.11.2.6.3 Se debe proveer como mínimo un vano entre columnas completamente arriostrado en toda su altura, en cada línea resistente de la estructura de soporte de la caldera. Excepciones a este requisito deben ser aprobadas por el profesional especialista (ver sección 4.6 y 14.2.3). Este requisito no aplica en el Caso d).

C14.11.2.6.3 En el Caso d), donde la estructura sismo resistente vertical está conformada por un pórtico de momento en el sentido transversal y en el sentido longitudinal por columnas arriostradas por el casing del equipo con atiesadores horizontales, no aplica el requisito.

Fig. C14.2.- Ejemplo de elevación típica de estructura de soporte vertical.

14.11.2.6.4 Para arriostramientos que forman parte del sistema sismo resistente, se debe cumplir que ambas diagonales tengan las mismas dimensiones de sección.

C14.11.2.6.4 Se refiere a diagonales en X en un mismo vano

14.11.2.6.5 En los planos horizontales la estructura sismo resistente de la caldera debe tener estructuras arriostradas (plataforma sísmica) que transfieran la carga sísmica de la caldera colgante al sistema sismo resistente vertical de la estructura de soporte.

C14.11.2.6.5 Las estructuras de soporte horizontal arriostradas pueden corresponder a plataformas de operación y mantención con columnas de soporte vertical para transferir las cargas gravitacionales.

14.11.2.6.6 Las plataformas sísmicas deben rodear la caldera en su nivel. Esta configuración se debe aplicar en a lo menos 3 niveles y preferentemente en todos los niveles de plataformas de operación. Excepciones a este requisito deben ser aprobadas por el profesional especialista (ver sección 4.6 y 14.2.3).

C14.11.2.6.6 Estructura de soporte horizontal con tope sísmico.

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Fig. C14.3.- Ejemplo de planta típica de estructura de

soporte horizontal.

14.11.2.6.7 La estructura de soporte sísmico vertical y horizontal de la caldera debe diseñarse según los requisitos de Sección 8.6 de la presente norma.

C14.11.2.6.7 Diseño de sistemas de arriostramiento horizontales tiene los mismos requisitos que los sistemas de arriostramiento verticales.

14.11.2.6.8 En el Caso d), los requisitos de arriostramientos no son aplicables.

C.14.11.2.6.8 En el Caso d), la estructura sismo resistente horizontal está conformada por el Casing con sus atiesadores, conectados a las vigas superiores e inferiores del pórtico principal de la estructura de soporte, por lo cual no son aplicables los requisitos de la sección 14.11.2.7.5.

14.11.2.7 Conexión entre sistema pared-buckstay de la caldera y estructura de soporte sísmica horizontal

C14.11.2.7 Conexión entre sistema pared-buckstay de la caldera y estructura de soporte sísmica horizontal

14.11.2.7.1 Esta conexión debe permitir limitar la carga sísmica máxima que se puede transferir al equipo. Las conexiones deberán consistir de un soporte horizontal sin restricción vertical, como un sistema de tope sísmico metálico, amortiguadores hidráulicos o apoyos elastoméricos, entre otros. Las conexiones (en adelante, tope sísmico) entre el buckstay de la pared de caldera y estructura de soporte sísmica horizontal, deben transferir únicamente carga sísmica horizontal en la dirección paralela a la pared de la caldera. El tope sísmico debe permitir el libre desplazamiento vertical entre la estructura horizontal de soporte y el equipo colgante debido a la expansión térmica y la demanda sísmica vertical.

C.14.11.2.7.1 El sistema de tope sísmico consiste en un elemento guía y un elemento fusible o de sacrificio donde uno de ellos se encuentra conectado a la estructura de soporte horizontal y el otro se encuentra conectado al-buckstay de la pared de tubos del equipo.

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Fig. C14.4.- Ejemplo de configuración de sistema de tope

sísmico.

14.11.2.7.2 El tope sísmico debe ser de fácil acceso para inspección y el elemento fusible debe ser reemplazable.

14.11.2.7.3 La configuración y concepto de diseño del tope sísmico debe ser previamente aprobado por el profesional especialista (ver sección 4.6 y 14.2.3).

14.11.2.7.4 Los topes sísmicos deben ser provistos en cada cara de la pared de la caldera, para un mismo nivel. El número mínimo de topes sísmicos por nivel y por cara es uno.

14.11.2.7.5 El diseño de la pared-buckstay de la caldera debe asegurar que todas las cargas sísmicas horizontales asociadas al equipo colgante y sus componentes internos sean transferidas a la estructura de soporte por el sistema de tope sísmico.

14.11.2.7.6 Los requisitos de diseño que debe cumplir el tope sísmico son los siguientes: a) El elemento fusible debe "tener

comportamiento inelástico" en flexión para el sismo de nivel de diseño reducido, sin perder capacidad de trasmitir carga.

b) La guía del tope sísmico conectada a la estructura de soporte horizontal o al sistema pared-buckstay, debe permanecer elástica para la demanda mayor entre el sismo de nivel

C.14.11.2.7.6 El objetivo de este requisito es asegurar que la guía, la viga de la estructura de soporte horizontal y el buckstay de la pared o casing del equipo, sean más resistentes que el elemento fusible y que no se produzca daño entre los elementos conectores del tope sísmico antes de que comience el "trabajo plástico" del elemento fusible reemplazable. Se debe verificar además, que las deformaciones plásticas en ambas direcciones, debidas al trabajo de los tope sísmicos, están debidamente consideradas en las tolerancias de diseño, asegurando que no se pierda la

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de diseño y las fuerzas provenientes del elemento fusible plastificado.

c) El elemento de la estructura de soporte horizontal y el buckstay a los cuales está conectado el tope sísmico deben permanecer elásticos para la demanda mayor entre el sismo de nivel de diseño y las fuerzas provenientes del elemento fusible plastificado.

d) El tope sísmico no se debe desconectar para las máximas deformaciones plásticas del sistema, teniendo en consideración los desplazamientos debidos a la dilatación térmica y los desplazamientos sísmicos de los otros topes sísmicos plastificados (dirección perpendicular).

conexión entre la guía y el elemento fusible, para la condición de trabajo esperada.

14.11.2.8 Requisitos de Análisis y Diseño para Estructura de Soporte y Caldera

C14.11.2.8 Requisitos de Análisis y Diseño para Estructura de Soporte y Caldera

14.11.2.8.1 Los parámetros generales de diseño sísmico para la caldera de centrales termoeléctricas y su estructura de soporte están indicados en la Tabla 14.2. A continuación, se presentan parámetros de diseño sísmico complementarios para los sistemas que componen la Caldera y su estructura de soporte:

Tabla 14.1 (b): Parámetros de Diseño Sísmico.

Sistema R0 Estructura de soporte exterior 2.5 Viga de soporte de equipos pesados 1.5 Sistema Tope sísmico: Guía, viga soporte horizontal y buckstay 1.5

Sistema Tope sísmico: Elemento de sacrificio 2.5 Sistema de anclaje: Llave de Corte 1.5 Sistema de anclaje: Perno de anclaje reemplazable 2.5

Equipos, cañerías y componentes internos sujetos a diseño ASME 1.5

Estructuras y conexiones sísmicas al interior de la caldera 1.5

C14.11.2.8.1 Usar R=2.5 para el diseño de la estructura y R=1.5 para algunos de los componentes (anclajes y equipos) tiene como objetivo conseguir un nivel adicional de seguridad en el diseño de esos elementos.

14.11.2.8.2 Los elementos estructurales de la estructura de soporte de la caldera deben cumplir todos los requisitos del capítulo 8, para los esfuerzos y desplazamientos calculados del MIAC y las solicitaciones definidas en este capítulo.

14.11.2.8.3 El diseño de las vigas principales que soportan la caldera y su conexión con la estructura

C14.11.2.8.3 Las vigas principales que soportan la caldera corresponden a vigas superiores controladas principalmente por cargas gravitacionales, conectadas a

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de soporte debe hacerse para la carga que se determina utilizando las combinaciones de carga definidas en la sección 14.8 en las que el estado de carga sísmico ha sido amplificado por 0.7R1 mayor o igual que 2.

algunas de las columnas principales de la estructura de soporte. De estas vigas pende completamente, mediante un sistema de colgadores, el equipo de la caldera y sus componentes internos.

14.11.2.8.4 Las columnas que forman parte del sistema sismo resistente de la estructura de soporte de la caldera y sus componentes, deben ser ancladas a su fundación mediante pernos de anclaje reemplazables (cabeza martillo o similar).

C14.11.2.8.4 Un detalle típico de este tipo de pernos de anclaje se indica en figura C.14.1

14.11.2.9 Requisitos de Análisis y Diseño para Componentes Mecánicos de la Caldera

14.11.2.9.1 Para determinar las fuerzas sísmicas a ser aplicada a los componentes de la caldera (domo, equipos eléctricos y mecánicos, cañerías, entre otros) en su centro de gravedad se debe usar el procedimiento de la sección 7.2 en el que las aceleraciones de los niveles de los apoyos se obtienen del análisis del MIAC para el sismo de nivel de diseño definido en este capítulo.

14.11.2.9.2 Los componentes mecánicos interiores y su estructura de soporte y conexiones con la pared de tubos o casing, se deben diseñar considerando un factor de modificación de respuesta R0=1.5. Otro criterio adoptado por el fabricante del equipo debe ser aprobado por el profesional especialista (ver sección 4.6 y 14.2.3).

C.14.11.9.2 Se espera un comportamiento elástico de los componentes mecánicos interiores y sus conexiones. Sin embargo, en la práctica se ha utilizado el valor R=1.5 como definición de la demanda sísmica para el diseño mecánico de estos componentes.

14.11.2.9.3 Los sistemas colgantes de tuberías interiores de la caldera (tube bundles y tube banks), preferentemente no deben chocar con la pared de tubos o casing de la caldera, ni con otras tuberías colgantes (en fase o desfase), considerando los desplazamientos calculados con el procedimiento del capítulo 6 para el sismo de nivel de diseño de este capítulo. En caso de que los resultados del análisis del MIAC muestren que, si hay choque, se debe implementar una solución de diseño que satisface los requisitos de diseño en la sección 14.11.2.10.4 considerando las cargas inducidas por el impacto entre los componentes. Esta solución debe ser explícitamente aprobada por el profesional especialista (ver sección 4.6 y 14.2.3).

C.14.11.9.3 Desplazamientos son para nivel de diseño sin R. Como las estimaciones son por SME siempre se debe sumar los desplazamientos laterales para calcular el "desplazamiento relativo".

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14.11.2.9.4 Las tensiones admisibles, a la temperatura de operación correspondiente, se pueden amplificar por un máximo de 1.3 para los esfuerzos que incluyen cargas ocasionales debidas al sismo.

C.14.11.9.4 Para las cargas calculadas antes, la condición que controla el diseño de los componentes mecánicos debe ser tal que después de ocurrido el sismo de nivel de diseño la caldera puede volver a operar en forma normal. Esto por la forma como se establecen las tensiones admisibles según el ASME.

14.11.2.10 Análisis y Requerimientos de Diseño para Cañerías Exteriores de la Caldera

14.11.2.10.1 Las fuerzas de inercia provenientes de las cañerías deben ser transmitidas a la estructura de soporte mediante apoyos diseñados para este efecto, considerando debidamente el resto de las solicitaciones que afectan al sistema de cañerías.

C.14.11.2.10.1 En las cañerías son importantes también los efectos de presión interior, temperatura y desplazamientos de los puntos de apoyo.

14.11.2.10.2 Los soportes y cañerías deben ser diseñados según el procedimiento de la sección 7.2 en el que las aceleraciones y desplazamientos de los niveles de apoyo se obtienen del análisis del MIAC para el sismo de nivel de diseño de este capítulo.

14.11.2.10.3 Los sistemas de cañerías exteriores de la caldera, y los que conectan la caldera a la turbina de vapor, no deben tener deformaciones sísmicas mayores a 50 [mm] relativas a la estructura de soporte, cuando se utilice un análisis estático para este sistema. Excepciones a este requisito deben ser aprobadas por el profesional especialista (ver sección 4.6 y 14.2.3).

14.11.2.10.4 En los sistemas de cañerías a presión apoyados en la caldera y en edificios adyacentes, se debe considerar las deformaciones sísmicas de los edificios en que se apoyan, en fase o desfase, incluyendo los efectos de giro de la fundación con la interacción del suelo. Los desplazamientos deben ser calculados con el procedimiento del capítulo 6 para el sismo de nivel de diseño de este capítulo.

14.11.2.10.5 Los desplazamientos de las cañerías debido a solicitación sísmica deben ser verificados para asegurar que no existe impacto con otros elementos. La distancia libre mínima para cañerías o conductos con deformación sísmica, incluyendo sus revestimientos y aislaciones debe ser 100mm, para la combinación más exigente en términos de dirección y sentido de la solicitación sísmica y para condición frío o caliente.

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14.11.2.11 Requisitos para el Diseño de la Fundación La fundación de la estructura de soporte debe satisfacer los requerimientos del capítulo 10 para los esfuerzos / reacciones y desplazamientos obtenidos del análisis del MIAC considerando la solicitación sísmica definida en este capítulo.

14.11.2.12 Documentos requeridos para la Revisión Sísmica.

14.11.2.12.1 Para permitir que el proceso de revisión sísmica se desarrolle en forma adecuada se debe poder contar, como mínimo, con la siguiente información: a) Archivo del MIAC de acuerdo con 14.11.2.3,

junto a memorias de cálculo y toda información relevante relacionada con propiedades, cargas, combinaciones y otros.

b) Detalle de Cargas sobre la fundación, planos de forma y de armadura para la fundación y pedestales con la geometría requerida.

c) Planos de los proveedores relacionados con equipos y componentes incluidos en el MIAC, incluyendo geometría, peso y materiales.

d) Planos de Diseño y Memorias de Cálculo para el sistema de pernos de anclaje reemplazables y llaves de corte.

e) Planos de Diseño y Memorias de Cálculo para el sistema de topes sísmicos.

f) Planos de Diseño y Memorias de Cálculo con verificación de los esfuerzos en los elementos de la caldera estos transfieren cargas sísmicas.

g) Planos de Diseño y Memorias de Cálculo con verificación de los esfuerzos en los elementos de la estructura de soporte.

14.12 PARQUES EOLICOS En la presente sección, se establecen los requisitos mínimos que deben cumplir los diseños de Aerogeneradores, lo cual incluye su fundación, torre, conexión torre – fundación, góndola y sus componentes asociados.

C 14.12 Se ha considerado como base las versiones actualizadas de los estándares internacionales (ASCE, IEC 61400, GL 2010) de mayor difusión, normas nacionales, así como la experiencia chilena en materia de Parques Eólicos.

14.12.1 Alcance:

C14.12.1 Debido a las características topográficas de la costa marina chilena, la instalación de Parques Eólicos costa afuera (offshore) es de baja factibilidad económica debido a condiciones de batimetría y de mar.

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Las presentes disposiciones aplican a Parques Eólicos conformados por Aerogeneradores de eje horizontal emplazados en zonas continentales (onshore). Se excluyen aquellos Parques Eólicos emplazados en áreas marinas (offshore). Los requisitos incluidos en el presente capítulo, aplican sobre el sistema completo del Aerogenerador En particular los siguientes sub sistemas: a) Torre de soporte. b) Fundación. c) Conexión Torre – Fundación d) Góndola y sus componentes e) Conexión Góndola - Torre f) Aspas El transformador asociado a cada aerogenerador deberá cumplir con los requisitos de la sección 14.14.

En componentes tales como las Aspas, el diseño se basa principalmente en aspectos de tipo fluido dinámico, y son certificados por el fabricante de acuerdo a los estándares internacionales indicadas en el capítulo 14.12.2. Sin embargo, las verificaciones para cargas sísmicas son imprescindibles ya que las normas de certificación mencionadas no tienen requisitos sísmicos y estos están siendo cada vez más relevantes a medida que el tamaño de las aspas crece.

14.12.2 ESTANDARES DE REFERENCIA: Las presentes especificaciones han sido desarrolladas para ser compatibles con los siguientes estándares internacionales de referencia: a) Germanisher Lloyd WindEnergy GmbH, 2010,

“Guideline for the Certification of Wind Turbines, 2010” (GL 2010).

b) IEC 61400-1, 2005, “Wind Turbine Generator Systems – Parte 1”, de la “International Electro Technical Commission (Ginebra, Suiza)”

C.14.12.2 Los estándares internaciones IEC 61400 y GL 2010 son compatibles entre sí, los cuales establecen una completa nomenclatura en cuanto a estados y combinaciones de cargas. El estándar GL2010 incorpora de forma explícita estados y combinaciones de carga sísmica, el cual ha sido considerado como principal referencia para la presente norma, incorporando ajustes y modificaciones de acuerdo a la experiencia chilena. Adicional a los estándares señalados, ha sido igualmente tomado como referencia el documento de la ASCE/AWEA RP2011, en el cual se realiza una completa discusión del diseño de Aerogeneradores en zonas sísmicas. Respecto de los estándares tomados como referencia, los siguientes aspectos han sido especialmente revisados y adaptados a la realidad chilena:

Cargas de Viento de acuerdo a la norma NCh432. Demanda Sísmica según capítulo 14.2 Clasificación Sísmica según 14.1 Combinaciones de cargas sísmicas según 4.5. Criterios de diseño de la Torre. Criterios de diseño de las fundaciones según capítulo

10. Criterios de diseño para las conexiones entre la Torre

y la fundación según capítulo 8.5. Criterios de verificación para la Góndola y sus

componentes.

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14.12.3 Certificaciones Para la instalación de aerogeneradores en territorio chileno, los fabricantes deberán cumplir con las certificaciones de estos equipos basados en alguno de los estándares internacionales reconocidos. Los aerogeneradores deberán contar también con la certificación sísmica de un profesional especialista, de acuerdo a las disposiciones de 14.2.3 y 4.6.

C.14.12.3 Típicamente: a) International Electro Technical Commission (IEC

61400 2005 Addendum 2010). b) Germanisher Lloyd (GL2010). La Certificación internacional no es requisito suficiente para la instalación y construcción de Aerogeneradores en Chile, debiendo cumplir con los requisitos adicionales de la presente Norma.

14.12.4 Clasificación de Aerogeneradores: Independiente de las clasificaciones establecidas por el fabricante de acuerdo a las condiciones de viento, se requiere verificar el comportamiento del sistema para la condición local tanto sísmica como de viento.

C14.12.4 A modo de ejemplo, si se usa la clasificación de GL 2010 en el caso chileno quedaría siempre clasificado en Clase S. Ver tabla siguiente.

Tabla C14.2 - Clasificación Aerogeneradores

La tabla C14.1 corresponde a una traducción de la Tabla 4.2.1 del estándar GL2010.

14.12.5 Estados de Carga Sísmica: C14.12.5

14.12.5.1 Es necesario realizar las verificaciones sísmicas para dos situaciones diferentes: 1) Aerogenerador en Producción Normal 2) Aerogenerador Detenido

C14.12.5.1 Detenido se refiere a la condición de no operación por velocidad de viento menor al umbral de entrada en producción.

14.12.5.2 Las cargas sísmicas definidas para estas situaciones son adicionales a las cargas usadas para las verificaciones habituales de los aerogeneradores.

C14.12.5.2 Los estados de carga básicos definidos en GL 2010 son los habitualmente usados tales como los que pueden presentarse durante la entrada en operación, operación normal (o producción), detenciones, transporte, montaje, mantención o reparación. Ejemplo para GL y IEC61400: Las solicitaciones sísmicas deberán combinarse con las cargas de operación durante el periodo de producción (DLC 1.12, 9.5 y 9.6), así como en la etapa de espera o ralentí (DLC 9.7). Durante la ocurrencia de un sismo deberán incluirse todas las actuaciones de los sistemas de control y falla.

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14.12.6 Cargas

C14.12.6 Se recomienda usar el sistema coordenado para la definición de los vectores de carga, se ajustará a lo establecido en la GL2010 apéndice 4.A El formato de presentación de los estados de carga básicos se ajustará a lo establecido en la GL2010 apéndice 4B.

14.12.6.1 Solicitación Sísmica:

14.12.6.1.1 La solicitación sísmica a usar para el diseño será la definida en este capítulo, independiente de la duración de vida útil que se considere para la instalación.

14.12.6.1.2 La demanda sísmica estará definida por el espectro de respuesta de aceleraciones establecido en el capítulo 14.6.1.1, con la siguiente modificación: Para suelo tipo I, las ordenadas espectrales podrán ser reducidas por un factor 0,80.

C14.12.6.1.2 El ajuste de los espectros del estándar ETG-1015 según la norma NCh2745 resulta razonable para suelos tipo II y III, pero no para suelo tipo I. Para subsanar lo anterior, se ha propuesto introducir un factor de reducción que toma en cuenta que el primer modo de vibrar posee un 60% de la masa modal total.

14.12.6.1.3 Si la solicitación se ha definido de acuerdo a 14.6.1.2 no se debe aplicar ninguna reducción.

14.12.6.1.4 La solicitación sísmica deberá definirse según lo establecido en la Tabla 14.3 considerando las características de ductilidad de la conexión entre la torre y su fundación. En el caso de los elementos prefabricados de hormigón, las uniones que se basan en postensado se consideran no dúctiles. Conexiones híbridas con detallamiento de ductilidad deberán ser debidamente justificadas y aprobadas por el profesional especialista (ver sección 14.2.3 y 4.6).

C14.12.6.1.4 Para sistemas de anclaje de torres de acero valen los criterios de ductilidad de la sección 8.5.2 para el sistema de anclaje. Según ensayos realizados a escala real, en el estado de detención, los niveles de amortiguamiento medidos se encuentran en el rango de 0.2% a 2.0% (Valamanesh & Myers, 2014). El bajo amortiguamiento alcanzado se debe a la ausencia del amortiguamiento aerodinámico aportado por el giro del rotor. Según ensayos realizados a escala real, en el estado de producción, los niveles de amortiguamientos medidos se incrementan a valores cercanos al 5% debido principalmente al giro del rotor (Witcher D, 2005). El amortiguamiento total viene dado por la siguiente expresión: βtot = βestructural + βaerodinámico + βsuelo En donde el amortiguamiento estructural corresponde al aportado por la Torre, el aerodinámico lo aporta la rotación del rotor y el amortiguamiento del suelo corresponde al aportado por la interacción suelo – fundación. El factor R = 2 propuesto permite obtener un comportamiento cuasi elástico o con muy limitada incursión no lineal, aspecto fundamental para la continuidad de operación de estructuras esbeltas.

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14.12.6.2 Condiciones de Viento:

14.12.6.2.1 Condición de Viento Normal:

- Perfil de Viento Normal (PVN) El perfil de viento normal será representado por la siguiente ley de distribución:

sm

ZZ

VzVrotor

rotor

2.0

*)( (14.12-1)

en que: Vrotor corresponde a la velocidad de referencia medida a la altura del rotor (Zrotor); su valor se determina de un análisis estadístico del viento promedio en ventanas de tiempo de 10 minutos, y corresponde al valor con un período de retorno de un año.

C14.12.6.2.1 La normativa chilena no incluye la definición de Viento Normal, por lo cual se ha optado por utilizar la definición establecida en el estándar GL2010, capítulo 4.2.3.1. Esta carga de viento, considerada de tipo operacional (CO), deberá ser combinada con la carga de sismo de nivel de diseño. C14.12.6.1.1 a) Este perfil de viento es utilizado para establecer la fuerza promedio que atraviesa el área de barrido del rotor (área definida por el diámetro de las aspas). La velocidad del viento a la altura del rotor, Vrotor, corresponde a la velocidad promedio en una ventana de tiempo de 10 minutos. Vrotor se debería obtener de un estudio propio del sitio. Alternativamente se debería poder definir como un porcentaje de los valores de velocidad tabulados en la NCh432 - 2010 que sólo explicita valores de "viento máximo" pero no parece ser directamente equivalente a la definición para Vrotor. (velocidades medidas en ventanas de tiempo diferente 10 minutos o ráfagas de 3s). Sobre la fórmula (14.12-1) Efectivamente está considerando vientos en 10 minutos. El parámetro 0.2 podría ser un redondeo de 0.16, que es el parámetro que le corresponde a Zona B según IEC y que es el equivalente de Zona C en ASCE 7 y NCh 432-2010 (zonas abiertas con pocos obstáculos, donde normalmente hay registros de viento como aeropuertos y aeródromos) El parámetro para viento en 3 segundos es bastante menor a 0.16 y además tiene una constante afuera del paréntesis para considerar el viento en otra altura.

- Modelo de Turbulencia Normal (MTN): La desviación estándar de turbulencia, 1, de la componente longitudinal de la velocidad del viento viene dada por:

1)*/15(

151 aVasm

I hub

(14.12-2) en que: I15: Valor característico de la intensidad de

turbulencia a 15m/s. Vhub: Velocidad de viento definida a la altura del rotor

de la turbina. a: Parámetro usado para cálculo de desviación

estándar en el modelo normal de turbulencia.

C14.12.6.1.1 b) La turbulencia del viento representa las variaciones estocásticas en la velocidad del viento del promedio de 10 minutos. El modelo de turbulencia incluye las variaciones de la velocidad del viento, variaciones en su dirección, y en su muestreo aleatorio. Las definiciones de “I15” y “a” corresponden a las usadas en GL 2010 y están definidos en la tabla 14.9.7.1.

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14.12.6.1.2 Condición de Viento Extremo: El Perfil de Viento extremo podrá ser evaluado considerando modelos de viento estacionario o modelos de viento turbulento. Las cargas de viento extremo utilizadas nunca deben ser menores que las que resultan de aplicar la norma chilena de viento.

C14.12.6.1.2 La condición de viento extremo permite determinar las cargas extremas o máximas de viento que actúan sobre el Aerogenerador. Esta condición incluye las velocidades máximas del viento debido a tormentas y debido a cambios rápidos en su velocidad y dirección. Dependiendo de la clasificación y emplazamiento del Aerogenerador, las cargas de viento definidas por la normativa chilena podrían ser mayores a la establecida por los estándares internacionales tales como la GL2010 o IEC2005. De acuerdo a estudios comparativos llevados a cabo, para aquellos Aerogeneradores emplazados en el norte del país, las cargas de viento extremo estarán controladas por las establecidas en los estándares internacionales mencionados. Por el contrario, para aquellos Aerogeneradores emplazados en el centro-sur y sur del país, las cargas de viento extremo estarán controladas por las establecidas en la normativa chilena. Se recomienda que esta verificación sea realizada en forma explícita y sea parte de los alcances de revisión y aprobación del revisor sísmico.

14.12.7 Combinaciones de Cargas 14.12.7.1 Adicional a las combinaciones de carga normalmente utilizadas para la verificación y diseño de los equipos que se requieren por las normas internacionales se debe considerar las combinaciones de carga que incluyen la solicitación sísmica. Las combinaciones de cargas que incluyen viento extremo o sismo de diseño, serán las establecidas en el presente capítulo.

C14.12.7 Combinaciones de Cargas Combinaciones de carga no sísmicas: Las combinaciones de cargas asociadas a las siguientes situaciones de carga serán aquellas definidas por el estándar GL2010: a) Entrada en Producción (cut-in). b) Operación normal. c) Salida de operación (cut-off). d) Detenido (en espera). e) Ralentí (marcha lenta). f) Sistemas de control y falla. g) Transporte. h) Montaje. i) Reparaciones.

14.12.7.2 Combinaciones de Carga Sísmica: Aquellas combinaciones de carga que incluyan al sismo de diseño, deberán ser como mínimo las siguientes: a) Aerogenerador detenido:

Método ASD D + E D + E + "emergencia" (grid loss)

C14.12.7.2 a) Las velocidades de viento son pequeñas y no se considera que inducen carga relevante. El amortiguamiento debido al efecto aerodinámico no está presente. Vn debería ser el viento normal turbulento. Vn1 debería ser el viento normal

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Método LRFD 1.2D + 1.4E 1.2D + 1.4E + 1.1"emergencia" (grid loss) 0.9D + 1.4E 0.9D + 1.4E + 1.1"emergencia" (grid loss)

E se define en la sección 14.8 Las cargas de "emergencia" las debe definir en forma explícita el fabricante. b) Aerogenerador en producción:

Método ASD D + E + Vn +CO D + E + Vn1 +CO D + E + Vn1 + "emergencia" Método LRFD 1.2D + 1.4E + 1.2(Vn + CO) 1.2D + 1.4E + 1.2(Vn1 + CO) 1.2D + 1.4E + 1.2Vn1 + 1.1"emergencia" 0.9D + 1.4E + 1.2(Vn + CO) 0.9D + 1.4E + 1.2(Vn1 + CO) 0.9D + 1.4E + 1.2Vn1 + 1.1"emergencia"

Vn corresponde a todas las cargas asociadas a la acción del viento normal turbulento (14.12-1 y -2) Vn1 corresponde a todas las cargas asociadas a la acción de viento normal (14.12-1) después de iniciado el proceso de parada. Aquellas combinaciones de carga que incluyan al sismo de servicio, deberán ser como mínimo las siguientes: c) Aerogenerador detenido:

D + E d) Aerogenerador en producción:

D + E + Vn + CO D + E + Vn1 + CO

Las cargas de viento (operacionales) y las cargas sísmicas se suman en forma algebraica. Otra forma de combinarlas deberá ser debidamente justificada y aprobada por el profesional especialista (ver sección 14.2.3 y 4.6).

Emergencia son las cargas causadas por la parada. Muchas veces se argumenta que pueden ser combinadas con RMS. Eso puede ser adecuado siempre que las frecuencias predominantes de las dos cargas dinámicas sean similares. Si las frecuencias son muy diferentes siempre se suman los máximos.

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14.12.8 Modelación y Análisis estructural Se establecen exigencias mínimas para la modelación y análisis de los Aerogeneradores.

14.12.8.1 Modelación: La modelación estructural deberá considerar los siguientes elementos como mínimo: a) Modelo de elementos finitos (MAEF). b) El modelo deberá representar las masas y

rigideces de las fundaciones, torre, góndola y aspas.

c) Se deberá representar adecuadamente cualquier singularidad relevante en el manto y la base de la torre de soporte.

d) Se deberá incluir el efecto de la interacción suelo – fundación.

C14.12.8.1 a) Se entiende que es un modelo que puede representar el comportamiento a nivel local del manto de la torre (elementos tipo "plate" o "shell"). No es suficiente con un modelo de elementos tipo "frame" (típicamente llamado "stick model"). b) La masa inercial de la fundación en general es relevante comparada con la masa total del Aerogenerador (torre de soporte y equipos), lo cual podría afectar significativamente la respuesta sísmica del sistema; especialmente en el caso de torres de acero. c) Escotillas, anillos atiesadores, accesos peatonales, etc. d) La interacción suelo – fundación podría modificar significativamente el comportamiento dinámico de sistema (fundación - Aerogenerador), en especial para el caso de suelos con velocidades de propagación de ondas de corte inferiores a 750 m/s (Katsanos et al., 2016).

14.12.8.2 Análisis Sísmico: El análisis sísmico de los Aerogeneradores deberá ser mediante el método de superposición modal espectral (SME) establecido en el capítulo 14.7.2. En el caso que se utilice métodos de análisis no lineal, y cuyo objetivo sea optimizar o validar algún aspecto deficitario según el método SME, su validez y aplicación deberá ser aprobada por el profesional especialista (ver sección 14.2.3 y 4.6).

C14.12.8.2 Los análisis no lineales tiempo historia sólo podrán ser utilizados a modo de verificación del comportamiento dinámico. Estos análisis son habituales para la comprobación de los Aerogeneradores frente a cargas simultáneas de operación (rotación turbina, sistemas de emergencia, etc.) y cargas de viento o sismo.

14.12.8.3 Verificación de la respuesta dinámica: Se deberá verificar los siguientes aspectos de la respuesta dinámica como mínimo: a) Los modos normales de vibrar del

Aerogenerador que son relevantes, se deberán encontrar alejados de las frecuencias típicas de operación de la turbina en al menos un 15%.

b) Los equipos componentes de la Góndola y las aspas deberán ser capaces de resistir, los desplazamientos y aceleraciones máximas obtenidas del análisis con R=1, lo cual deberá ser certificado por el Fabricante del Equipo.

C14.12.8.3 a) Esta exigencia se basa en las discusiones incorporadas en el documento ASCE/AWEA RP2011, estableciendo que separaciones entre 5% y 10% entre las frecuencias de vibrar y operar podría constituir un importante riesgo de resonancia. Esta verificación corresponde al estado de producción del Aerogenerador. Estas frecuencias deberán ser definidas en forma explícita por el proveedor del equipo. b) Las aceleraciones en la Góndola pueden llegar a ser más del doble de las aceleraciones en la base, lo cual podría provocar daños en los componentes mecánicos (Katsanos et al., 2016), generando un corte de producción prolongado. Las aspas pueden ser susceptibles a daño tanto por esfuerzo como por deformaciones excesivas, especialmente en equipos de gran envergadura. La

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COMENTARIOS certificación de calidad de estos componentes no necesariamente incluye estas verificaciones.

14.12.9 Fundaciones Las fundaciones deberán ser diseñadas de acuerdo al capítulo 10 de la presente norma, tomando en cuenta las exigencias adicionales incluidas en el presente capítulo.

14.12.9.1 Requisitos de Diseño: Para el diseño de las fundaciones, se deberán considerar los siguientes requisitos como mínimo: a) Para las combinaciones de carga sin mayorar,

que no incluyan sismo de diseño o viento extremo, el área de compresiones para fundaciones superficiales deberá ser del 100%. En el caso de fundaciones profundas, no se deberán producir tracciones en los pilotes.

b) Para las combinaciones de carga sin mayorar, que incluyan sismo de diseño o viento extremo, el área en compresión de fundaciones superficiales deberá cumplir con las exigencias del capítulo 10, y las tracciones máximas en los pilotes deberán ser inferiores a las admisibles según el informe geotécnico.

c) Se deberá verificar la rigidez al giro de la fundación, en el caso que ésta sea especificada por el fabricante del Aerogenerador.

d) El diseño de elementos de hormigón armado deberá ser realizado de acuerdo a los requisitos del ACI 318.

e) Se deberá verificar la fatiga en el hormigón, barras de refuerzo, cables tensados y pernos de anclajes. Las cargas asociadas al estado límite de fatiga deberán ser establecidas por el fabricante.

f) En ausencia de especificaciones por parte del fabricante respecto a los asentamientos diferenciales admisibles, se deberá considerar una inclinación máxima de 3 mm/m para cualquier combinación de cargas.

C14.12.9.1 c) Es habitual que los fabricantes especifiquen una rigidez mínima al giro para fundaciones superficiales, las cuales podrían controlar el diseño en el caso de suelos de rigidez media, lo cual podría controlar el diseño. d) Especial atención se debe tener en el mecanismo de arranque de los pernos de anclaje (pullout). Para modelar las fuerzas transmitidas por el anillo de anclajes, podrán ser utilizados modelos de puntal-tirante (Strut and Tie), de acuerdo a las especificaciones del ACI318-14. e) Las cargas de fatiga están asociadas al estado de producción del Aerogenerador. Para la verificación por fatiga, se recomienda el uso del Código Modelo CEB-FIP de 1990. f) El valor del asentamiento máximo especificado ha sido tomado del documento ASCE/AWEA RP2011. Esta desangulación es equivalente a L/333, la cual se compara con los valores menos exigentes de la tabla del capítulo 10.4.1. Se hace notar que un posible asentamiento remanente post sismo de diseño que signifique una inclinación permanente de la torre podría ser crítica para la vuelta a operación del sistema.

14.12.10 Torre de soporte Las provisiones incluidas en el presente capítulo abarcan las torres de soporte tubulares de acero,

C14.12.10 Normalmente las Torres poseen un desarrollo cónico en altura. Secciones diferentes a sección tubular circular y torres enrejadas, quedan fuera del alcance de esta norma.

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hormigón prefabricado e híbridas, de tipo tubular con sección transversal circular.

14.12.10.1 Torres de Acero:

14.12.10.1.1 Materiales: En el caso de torres de acero e híbridas (en su tramo de acero), se deberá cumplir con los requisitos del capítulo 8.2.1. Otros materiales diferentes, y que cumplan con los requisitos indicados, deberán ser aprobados por el profesional especialista (ver sección 14.2.3 y 4.6).

C14.12.10.1.1 Aceros habituales para las Torres son los siguientes: a) ASTM: A36 / A572 / A709 b) EN 10025-2 S235 / S355; EN 10025-3 S355

14.12.10.1.2 Estándar de Referencia: En todo aquello que no se contradiga las disposiciones del presente capítulo, se acepta el uso del siguiente estándar: Chimeneas de Acero: ASME STS-1-2011; “Steel

Stacks”.

C14.12.10.1.2 Con el objetivo de uniformizar los diseños de estructuras esbeltas de acero, y consecuente con lo recomendado para Chimeneas de Acero, se propone como estándar de referencia al ASME STS-1-2011. Cabe señalar que las Torres de Aerogeneradores corresponden a estructuras muy flexibles, y cuya esbeltez (Altura/Diámetro inferior), se ubica en el rango superior de las Chimeneas Industriales de Acero (18 a 22).

14.12.10.1.3 Verificación por Fatiga: Las cargas de fatiga serán entregadas por el fabricante, debiendo explicitarse el método usado para su evaluación. Las evaluaciones y verificaciones de fatiga deberán seguir los procedimientos propuestos en el GL2010.

C14.12.10.1.3 La verificación por esfuerzos de fatiga constituye un aspecto del diseño esencial en la Torres de Acero. Las recomendaciones del ASCE también hacen esta referencia.

14.12.10.1.4 Verificación Pandeo local: El manto se debe diseñar para que no haya pandeo local considerando el efecto de las fuerzas laterales y verticales de diseño, las tolerancias de fabricación, y posible pérdida de espesor por corrosión. Para ello, la tensión de compresión del manto no debe exceder el menor de los valores siguientes (ASD):

Fa = 135 × Fy × e /D Fa ≤ 0,8 × Fy (14.12-3) en que: Fa : tensión admisible en condición sísmica. Fy : tensión de fluencia. e : espesor del manto, descontada la corrosión. D : diámetro del manto.

C14.12.10.1.4 La fórmula (11-1) está basada en las expresiones de Timoshenko, corregidas por Blume de acuerdo a sus observaciones del comportamiento de 12 chimeneas de 33 m a 52 m de altura en la Planta Huachipato, 3 de las cuales tuvieron fallas por pandeo local en los terremotos de mayo de 1960. La tensión de falla recomendada, que considera los defectos de fabricación y montaje, es la siguiente:

Fa = 170 × Fy × e/D Si se aplican tensiones admisibles, el valor aceptable es 0,6×1,33×Fy = 0,8×Fy, lo que equivale a la fórmula (11-1).

Fa = 135×Fy×e/D menor que 0,8×Fy Si se aplican cargas últimas, de acuerdo a los artículos 4.5 y 8.1 b), deben multiplicarse las solicitaciones sísmicas por 1,4 y aceptar Fa = 0,9 × Fu = 153 × Fy × e/D.

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14.12.10.2 Torres de Hormigón:

C14.12.10.2 Torres de Hormigón El uso de torres de hormigón, usualmente planteadas para alturas sobre los 90 a 100 m, permite reducir el efecto dinámico del viento (viento transversal), así como incrementar la resistencia frente a cargas de fatiga. Sin embargo, en zonas de alta sismicidad como Chile, el incremento del peso conlleva exigencias adicionales de ductilidad en los anclajes, juntas y conexiones. Ejemplos de configuraciones habituales para las torres de hormigón son las siguientes: - Prefabricadas, conformadas por dovelas

estructuradas de 1 a 4 segmentos. Las dovelas se postensan mediante cables exteriores o concéntricos al muro.

- Prefabricadas, conformadas por dovelas, apoyadas sobre una primera sección in situ.

- Híbridas, es decir, manto tronco piramidal de acero montado sobre dovelas de hormigón prefabricada o in situ.

- Completamente in situ mediante moldaje deslizante. - Enrejadas con elementos prefabricados.

14.12.10.2.1 Estándar de Referencia: En todo aquello que no se contradiga las disposiciones del presente capítulo, se acepta el uso del siguiente estándar: Chimeneas de Hormigón (in situ y prefabricadas):

ACI 307-08, “Design and Construction of Reinforced Concrete Chimneys”.

14.12.10.2.2 Requisitos de Diseño:

14.12.10.2.2.1 Se deben cumplir los requisitos de ductilidad para zonas sísmicas establecidos el capítulo 18 del ACI 318, categorías D-E-F.

14.12.10.2.2.2 En el caso de Torres de hormigón armado in situ, se debe cumplir lo estipulado en el capítulo 9.1.

14.12.10.2.2.3 En el caso de Torres de hormigón prefabricado, se debe cumplir lo estipulado en el capítulo 9.2.

14.12.10.2.2.4 Las conexiones entre elementos prefabricados, o entre elementos prefabricados e in situ (juntas horizontales y verticales), deberán ser clasificadas de tipo dúctil o no dúctil de acuerdo a los criterios del capítulo 9.2, lo cual define el factor R establecido en la tabla 14.3.

C.14.12.10.2.2.4 De acuerdo a lo establecido en la Tabla 14.3, en el caso de conexiones clasificadas como no dúctiles, el diseño sísmico deberá considerar R=1. De forma complementaria a las definiciones de conexiones establecidas en el capítulo 9.2, se podrán considerar soluciones con conexiones híbridas dúctiles (o sísmicas).

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Soluciones diferentes a las establecidas en el capítulo 9.2 (ejemplo: conexiones híbridas dúctiles), deberán ser aprobadas por el profesional especialista (ver seccion 14.2.3 y 4.6).

Una extensa discusión de este tipo de conexiones sísmicas puede ser encontrada en las siguientes referencias: Pacific Earthquake Engineering Center (PEER),

2012, “Unbonded Pre-Tensioned Columns for Bridges in Seismic Regions”, University of Washington.

NCHRP, 2011, “Report 698: Application of Accelerated Bridge Construction Connections in Moderate-to-High Seismic Regions”, Washington D.C.

14.12.10.2.2.5 El traspaso de los esfuerzos de corte debe considerar llaves de corte o mecanismos equivalentes. No se acepta traspasar el corte por fricción. Se debe asegurar a partir de un adecuado detallamiento de las juntas entre elementos prefabricados que el comportamiento para cargas reversibles que exceden las cargas de diseño no genere degradación de las superficies en contacto.

C14.12.10.2.2.5 Ni siquiera en los casos pretensados que podría garantizar la compresión.

14.13 Requisitos Centrales de Generación con Torre de Concentración Solar En la presente sección se establecen los requisitos mínimos que deben cumplir los diseños de los equipos e instalaciones de las Centrales de Generación con Torre de Concentración Solar. La filosofía de diseño y comportamiento definida en la sección 14.2 también se aplica a estas instalaciones. La Tabla 14.3 define los valores de los parámetros para el diseño y el análisis de los equipos/sistemas principales: Concentrador solar, su torre y fundación, así como el resto de los componentes de la planta. El diseño y verificación sísmica de todos los equipos y sistemas instalados en diferentes niveles en la torre de soporte del concentrador solar debe considerar apropiadamente la influencia en las acciones sísmicas que actúan sobre los equipos de la respuesta sísmica de la torre. Dada la importancia de estos equipos, se debe considerar para el análisis y verificación un modelo integrado que incluya los efectos del suelo de fundación, la torre de soporte incluida su fundación y la estructura de soporte de los equipos.

C 14.13 Requisitos Centrales de Generación con Torre de Concentración Solar Por su configuración desde el punto de vista de proceso, estas instalaciones deben cumplir los requisitos de sus estructuras y equipos similares, tratados en las secciones de Centrales Térmicas de este capítulo, considerando los valores de los parámetros que definen los niveles de solicitación sísmica según las tablas correspondientes (R, I, amortiguamiento, etc.) El uso de las expresiones aproximadas / simplificadas del Capítulo 7 para equipos montados sobre estructuras no se considera adecuado para este tipo de sistemas.

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14.14 Instalaciones del Sistema de Transmisión

14.14.1 Alcance

14.14.1.1 Las disposiciones de la presente sección son aplicables a las líneas y subestaciones eléctricas del Sistema de Transmisión y a las subestaciones eléctricas elevadoras de las centrales de generación.

C14.14.1.1 Se entiende por Sistema de Transmisión a las instalaciones eléctricas definidas como tal en la Ley 20.936

14.14.1.2 El diseño sísmico de las instalaciones del Sistema de Transmisión deberá cumplir con los requisitos de esta sección y con las exigencias definidas por los Organismos Técnicos correspondientes del Ministerio de Energía. En caso de contradicción, se deberá cumplir con lo más exigente.

C14.14.1.2 Actualmente las exigencias de operatividad están definidas en la Norma Técnica de Seguridad y Calidad de Servicio que emite la Comisión Nacional de Energía.

14.14.1.3 El diseño sísmico de las fundaciones y estructuras de soporte de equipos eléctricos del Sistema de Transmisión no es independiente del diseño sísmico del equipo al cual soportan, razón por la cual en la presente sección se abordan los criterios de diseño de equipos eléctricos, sus estructuras de soporte y sus fundaciones en forma conjunta.

14.14.1.4 El proceso de aprobación por profesionales especialistas a que se refiere 14.2.3 será el que se defina en las Normativas emitidas por los Organismos Técnicos pertenecientes al Ministerio de Energía.

C14.14.1.4 Se necesita reconocer que se requiere experiencia diferente a la estándar de Ing. Sismorresistente, incluyendo experiencia en proyectos del sector de trasmisión.

14.14.1.5 Los equipos y sistemas incluidos en esta sección se consideran pertenecientes a la Categoría B Sistemas Críticos según la definición de la sección 14.4.

14.14.2 Estructuras Altas de Subestaciones Eléctricas y Estructuras de Líneas de Transmisión Las estructuras altas de subestaciones eléctricas y las estructuras de líneas de transmisión no requieren ser diseñadas sísmicamente cuando el diseño de éstas esté controlado por la tensión de conductores según las exigencias meteorológicas y el tipo de solicitaciones definidas en el Reglamento NSEG 5. E.n.71 o él que lo reemplace.

C14.14.2 Se entiende por estructuras altas de subestaciones eléctricas a los denominados pórticos o marcos de líneas y/o barras, a los pilares de malla aérea y a otras estructuras de similares características. El diseño de fundaciones podría requerir evaluar condiciones de estabilidad considerando el efecto de otros fenómenos inducidos por las solicitaciones sísmicas (licuefacción, estabilidad de laderas, etc.) El Reglamento NSEG 5. E.n.71 está actualmente en proceso de actualización.

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Independiente de lo anterior, en el caso de instalar equipos eléctricos en alguno de estos tipos de estructuras, sí se debe considerar las disposiciones sísmicas que se señalan en esta sección. 14.14.3 Subestaciones Eléctricas

14.14.3.1 Disposiciones Generales

14.14.3.1.1 Salvo que las Normativas emitidas por los Organismos Técnicos pertenecientes al Ministerio de Energía señalen lo contrario, la solicitación sísmica será la definida en 14.6.1.1, 14.6.3 y Tablas 14-2 y 14-3.

14.14.3.1.2 Los equipos eléctricos deberán diseñarse considerando el Espectro de Diseño señalado en 14.14.3.1.1 para una aceleración basal de suelo de = 0,5g independiente de la Zona Sísmica en que se encuentre el sitio de la instalación.

C14.14.3.1.2 Las ampliaciones de subestaciones eléctricas conllevan al traslado de equipos eléctricos entre diferentes subestaciones, razón por la cual el diseño de éstos debe ser consecuente con la zona sísmica más desfavorable, independiente de donde se ubique el proyecto original para el cual se define inicialmente el equipo.

14.14.3.1.3 En el diseño de la fundación de equipos eléctricos se podrá considerar el Espectro de Diseño señalado en 14.14.3.1.1 para una aceleración basal del suelo de 0,5g, 0,4g ó 0,3g según sea la zonificación sísmica 3, 2, 1 correspondiente al sitio de la instalación.

C14.14.3.1.3 Las fundaciones de equipos eléctricos no tienen el carácter de movilidad que tienen los equipos como se señala en C.14.14.3.1.2 por lo que sí se pueden diseñar para la zona sísmica donde se ubica el proyecto.

14.14.3.1.4 El diseño sísmico de los equipos, sus estructuras de soporte y sus fundaciones deberá tomar en cuenta todas las solicitaciones que pudieran estar actuando simultáneamente con el sismo y en la dirección más desfavorable, tales como: - Efecto dinámico de las conexiones flexibles con

otros equipos y/o barras - Fuerzas de Cortocircuito - Excentricidades - Cargas Operacionales según las características

propias del equipo - Cargas Especiales según las características

propias del equipo - Otras cargas según las condiciones

meteorológicas propias del lugar de instalación.

14.14.3.1.5 Las combinaciones de carga, los factores de seguridad y otros requisitos de diseño deberán ser los señalados en las Normativas emitidas por los Organismos Técnicos pertenecientes al Ministerio de Energía.

C14.14.3.1.5 La definición de la solicitación sísmica en este capítulo es consistente con usar diseño por tensiones admisibles y combinaciones de cargas "sin mayorar".

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DISPOSICIONES NORMATIVAS

COMENTARIOS

14.14.3.2 Equipos Eléctricos

14.14.3.2.1 El diseño sísmico de equipos que presentan amplificaciones importantes por cabeceo deberá considerar las amplificaciones dinámicas que le puede producir la fundación y la estructura de soporte.

C14.14.3.2.1 Se refiere a equipos tales como: Pararrayos, Seccionadores, Transformadores de Corriente, Transformadores de Potencial. Este tipo de equipos debe diseñarse considerando las amplificaciones por cabeceo independiente del tipo de suelo donde se apoye la fundación.

14.14.3.2.2 El diseño sísmico de equipos que no tienen amplificación por cabeceo y que se anclan directamente a su fundación, no requieren de considerar amplificaciones producto del peso de la fundación.

C14.14.3.2.2 Se refiere a equipos tales como Transformadores de Poder y Reactores. Suelos finos de baja consistencia pueden presentar una rotación en la base de la fundación, lo que no es deseable ya que puede producir amplificaciones sobre el equipo. En tales casos se recomienda hacer un mejoramiento del suelo bajo la fundación.

14.14.3.2.3 El diseño sísmico de los componentes flexibles de los equipos señalados en el punto 14.14.3.2.2 deberá considerar las amplificaciones dinámicas que le produce el equipo en su conjunto de acuerdo con los procedimientos definidos en las Normativas emitidas por los Organismos Técnicos pertenecientes al Ministerio de Energía.

C.14.14.3.2.3 Se refiere a componentes tales como bushing, radiadores, estanques elevados, otros componentes flexibles propios del equipo.

14.14.3.3 Fundaciones y Estructuras de Soporte de Equipos Eléctricos

14.14.3.3.1 El diseño de las fundaciones y estructuras de soporte de equipos eléctricos deberá asegurar que las solicitaciones sísmicas resultantes sobre el equipo no exceden los valores utilizados para su calificación sísmica.

14.14.3.3.2 El diseño sísmico de las fundaciones y estructuras de soporte de equipos deberá ser mediante un Análisis Estático Equivalente considerando que el nivel basal es el sello de fundación y que las solicitaciones sísmicas se aplican a todos los pesos ubicados por encima del nivel basal, es decir, equipo, estructura, fundación y suelo sobre la fundación. Los casos especiales o excepciones serán definidos y tratados en las Normativas emitidas por los Organismos Técnicos pertenecientes al Ministerio de Energía.

C14.14.3.3.2 Algunos equipos tienen respuestas dinámicas que no pueden ser estimadas correctamente por Análisis Estático.

14.14.3.3.3 Las fundaciones de equipos eléctricos serán preferentemente fundaciones aisladas. En caso de diseñar fundaciones conectadas por vigas

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COMENTARIOS

de amarre, el diseño deberá considerar el sistema completo. 14.14.3.3.4 El diseño de una losa de fundación común para distintos equipos eléctricos deberá considerar la influencia sísmica de todos los equipos instalados sobre ella.

14.14.3.3.5 El diseño de las estructuras de soporte y fundaciones de los equipos señalados en el punto 14.14.3.2.1 deberá considerar las amplificaciones dinámicas que puede producir la fundación (cabeceo), por lo que el diseño definido en el punto 14.14.3.3.2 deberá realizarse como sigue: Las amplificaciones por cabeceo se deberán considerar a través de una solicitación sísmica correspondiente a 2/3 del Corte Basal según distribución triangular invertida + 1/3 del Corte Basal según distribución uniforme. Donde: - Distribución triangular invertida: distribución

proporcional al peso y altura con respecto al sello de fundación

- Distribución uniforme: proporcional al peso de cada componente

- Corte Basal según definición de 14.14.3.3.2 En este caso, las solicitaciones de momento volcante debido al sismo se podrán afectar por un coeficiente de reducción:

J = 0,8 + 0,2 h / H en que: h es la cota donde se evalúa la solicitación de momento y H es la altura total del sistema equipo-estructura-fundación, ambas medidas desde el nivel basal definido en 14.14.3.3.2

C.14.14.3.3.5 El coeficiente de reducción J es aplicable sólo a las solicitaciones de momento debido a la carga sísmica así definidas y no es aplicable a las solicitaciones de momento debido a las otras solicitaciones simultáneas con el sismo.

14.14.3.3.6 En el diseño de las fundaciones de los equipos que no tienen amplificación por cabeceo, señalados en el punto 14.14.3.2.2, la solicitación sísmica será proporcional al peso de cada componente, considerando el nivel basal definido en el punto 14.14.3.3.2

14.14.3.3.7 Las fundaciones de los equipos eléctricos deberán diseñarse de acuerdo con los parámetros y recomendaciones señaladas en el Estudio de Mecánica de Suelos correspondiente, cumpliendo con los criterios de estabilidad

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recomendados en el mismo, según el tipo de fundación que se defina. Los requisitos mínimos a cumplir deben ser consistentes con los establecidos en la sección 10. Estos requisitos deben quedar explícitos en los Criterios de Diseño del Proyecto.

14.14.3.3.8 Para la estructura de soporte que se diseñe se deberá demostrar que ella no produce amplificaciones a las solicitaciones sísmicas con que se calificó el equipo. La demostración deberá realizarse de acuerdo con las exigencias señaladas en las Normativas emitidas por los Organismos Técnicos pertenecientes al Ministerio de Energía.

14.14.3.3.9 Los pernos de anclaje que conectan el equipo a la fundación o la estructura de soporte a la fundación deberán ser de aceros dúctiles y con resiliencia o tenacidad garantizada de 27 Joule en el ensayo de Charpy según ASTM A370 a la temperatura mínima que le corresponda a la ubicación de la subestación, temperatura que en ningún caso será mayor a 0°C.

C14.14.3.3.9 Se podrá utilizar pernos con sistema de anclaje químicos siempre y cuando la calidad del perno químico propuesto en el diseño tenga la garantía del fabricante de su resistencia y buen comportamiento a cargas sísmicas.

14.14.3.3.10 El diseño de los sistemas de anclaje deberá realizarse de acuerdo con las exigencias señaladas en las Normativas emitidas por los Organismos Técnicos pertenecientes al Ministerio de Energía.

14.14.3.4 Otras Estructuras y Fundaciones de Subestaciones Eléctricas

14.14.3.4.1 Otras estructuras y fundaciones de Subestaciones Eléctricas que no se puedan definir como las señaladas en 14.14.3.2 y 14.14.3.3, se deberán diseñar con las disposiciones aplicables definidas en los otros capítulos de esta norma.

C14.14.3.4.1 Se refiere a estructuras y/o fundaciones tales como casas de comando, foso separador agua-aceite, casetas de control, muros cortafuegos, otras obras propias de una subestación eléctrica.

14.14.3.4.2 Los muros cortafuegos que tengan equipos eléctricos anclados en ellos deberán tener una deformación lateral máxima de 1/500 de su altura frente a las solicitaciones sísmicas de este capítulo.

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Tabla 14.2 – Factor de Importancia, IE

Categoría Sísmica

A Crítico Esencial

B Crítico

C No Crítico

1.2 1.0 0.8

Tabla 14.3 – Parámetros que definen el Espectro de Diseño para el caso de a0 = 0.5g

T1 f1 T2 f2 T3 f3 A (g) A1 (g)

0.5 0.113 8.850 0.451 2.217 2.0 0.5 1.840 0.682 1 0.115 8.696 0.461 2.169 2.0 0.5 1.605 0.603 2 0.119 8.403 0.474 2.110 2.0 0.5 1.370 0.525 3 0.121 8.264 0.485 2.062 2.0 0.5 1.230 0.478 5 0.125 8.000 0.499 2.004 2.0 0.5 1.060 0.420 7 0.128 7.813 0.512 1.953 2.0 0.5 0.945 0.381

10 0.134 7.463 0.535 1.869 2.0 0.5 0.820 0.340

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Tabla 14.4 – Factores IE, R y para el Análisis y Diseño de diferentes sistemas

Sistema / Tipo Estructural ξ (%) Análisis

A Centrales de Generación Termo-Eléctrica

1

1.1 1.2

Turbina (1)

Estructura fundación-pedestal de turbina (11) Equipo y componentes internos

1.0 1.0

3.0 1.5

5 (9)

D

2

2.1 2.2

Generador (1)

Estructura fundación-pedestal de Generador (11) Equipo y componentes internos

1.0 1.0

3.0 1.5

5 (9)

D

3

3.1 3.2

Condensador (1), (11)

Sistema de anclaje (Pernos Reemplazables) Sistema de anclaje (Pernos Embebidos / Llaves de Corte)

1.0

1.0 1.0

3.0

3.0 1.5

5

5 5

D

4

4.1 4.2

Chimeneas (1)

Acero Hormigón

1.0 1.0

3.0 3.0

2 5

D

5

5.1 5.2 5.3 5.4

Caldera (combustión carbón / petcoke, biomasa, recuperadora de calor) (3)

Estructura de Soporte y Fundación Sistema de anclaje de la Estructura de Soporte (Pernos Reemplazables) Sistema de anclaje de la Estructura de Soporte (Pernos Embebidos) Equipos, piping y componentes internos

1.0 1.0 1.0 1.0

2.5 2.5 1.5 1.5

3 3 3 3

D

6

6.1 6.2

Silos (4) (carbón, caliza, cenizas, etc.)

Manto y Estructura de Soporte Sistema de anclaje a la fundación

1.0 1.0

3 3

3 3

E

7

7.1 7.2

Estanques con manto continuo hasta el nivel de suelo (1 y 2)

Manto y sistema de anclaje Agua Contra incendio

1.0 1.2

3 3

2 / 5 2 / 5

E

8 Sistema de Control de Incendio

Tuberías, soportes, anclajes, Estanques, Bombas

1.2

1.5

3

E

9 Equipos mecánicos rígidos a nivel de suelo (1) 1.0 2.5 3 E

10 Sifón y Sistema de agua de circulación (5)

Obras Marinas En la zona de la Planta (tuberías enterradas o sobre soportes) (12)

1.0 1.0

Ver Cap. 13

Ver Cap. 13

D

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Sistema / Tipo Estructural ξ (%) Análisis

11 Torres de Enfriamiento (6)

Hormigón Madera FRP

1.0 1.0 1.0

3.0 3.0 1.5

5 3 - 5

3

E

12 Estructuras resistentes en base a muros de corte de hormigón armado (7)

0.8 5.0 5 E/D

13 Estructuras resistentes en base a marcos de momento dúctiles (7)

1.0 5.0 2 / 3(8) E/D

14 Estructuras resistentes en base a marcos arriostrados concéntricos (7)

1.0 5.0 2 / 3(8) E/D

15 Estructuras tipo péndulo invertido 1.0 3.0 2 / 3(8) E/D

16

16.1

16.2

Equipos Eléctricos

Transformadores de Poder / Barras Encapsuladas Ver Sección E de esta Tabla Interruptores de Generador, etc.

1.0

1

2

E

17

17.1

17.2

Sistema de Control de Material Particulado

Filtros de Manga / Precipitador electroestático (1)

Componentes Eléctricos frágiles

1.0

1.0

3

1.5

2 / 3(8)

2

D

18

18.1

18.2

Equipos de Suministro Eléctrico y Sistemas de Instrumentación

Sistema de control de parada de la central (continuidad operacional con sismo de diseño):

- DCS, VMS - Batteries - UPS - Low Voltage Switchgears - AC/DC Distribution Boards

Otros Sistemas:

- Emergency Diesel Generator - Batteries - UPS - Low Voltage Switchgears - AC/DC Distribution Boards

1.2

1.0

1.0

1.0

2

2

E

E

19

19.1 19.2

Cañerías

Cañerías de vapor y equipos bajo diseño ASME Otras cañerías (10)

1.0 1.0

1.5

E E

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Sistema / Tipo Estructural ξ (%) Análisis

B Centrales de Generación con Torre de Concentración Solar

1 Estructura de Soporte de "Solar Receiver" (Torre Hormigón) 1.0 3 5 D

2 Estructura "Solar Receiver" 1.0 3 2/3(8) D

3 Otros sistemas son equivalentes a los de una Central Termo-eléctrica. Ver Sección A de esta Tabla

C Centrales de Generación Eólica (Parques Eólicos)

1 Estado Aerogenerador detenido (1)

1.1 Conexión Torre - Fundación no dúctil 1.0 1.0 1 D

1.2 Conexión Torre - Fundación dúctil 1.0 2.0 1 D

2 Estado Aerogenerador en producción (1)

2.1 Conexión Torre - Fundación no dúctil 1.0 1.0 5 D

2.2 Conexión Torre - Fundación dúctil 1.0 2.0 5 D

D Sub Estaciones Eléctricas (13)

1 Equipos eléctricos en general, incluidos GIS/GIL 1.0 1.0 2

2 Estructuras de soporte de acero con conexiones empernadas 1.0 3.0 5

3 Estructuras de soporte de acero con conexiones soldadas 1.0 3.0 3

4 Estructuras de soporte de hormigón armado 1.0 3.0 5

5 Fundaciones monolíticas de hormigón armado 1.0 3.0 5

6 Sistemas de Anclajes de acero embebidos en hormigón 1.0 2.0 5

7 Sistemas de Anclajes con pernos post instalados (químicos y otros)

1.0 1.0 5

8 Sistemas de Anclaje de equipos con aislación sísmica en la base

1.0 1.0 5

9 Muros cortafuegos sin equipos eléctricos 1.0 3.0 5

10 Equipos de Transformación

10.1 Equipo y sus componentes 1.0 1.0 2

10.2 Sistemas de Anclajes: pernos de acero reemplazables, cajas de anclaje embebidas en hormigón, llaves de corte y/o topes sísmicos

1.0 2.0(11) 5

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Notas: 1 Considera el sistema completo: Equipo, Sistema de Anclajes y Fundación. 2 De hormigón o de acero. 3 Considera el sistema completo: Equipo (cañerías interiores/exteriores, paredes de agua, ductos,

domos, etc.), Estructura de soporte, Sistema de Anclajes y Fundación. 4 Considera el sistema completo: Silos, Estructura de soporte, Sistema de Anclajes y Fundación.

Si el silo es parte de una estructura mayor, se usa lo más exigente. 5 Considera el sistema completo: Muelle y cañería. Se aplica las disposiciones del capítulo 12

con el nivel de la solicitación definido en este capítulo. 6 Considera el sistema completo: Estructura, Cañerías de Agua, Ventiladores, Sistema de

Anclajes y Fundación. 7 Considera el sistema estructural completo: Estructura, Sistema de Anclajes y Fundación. 8 El valor de amortiguamiento depende del tipo predominante de conexiones: soldada o pernos. 9 El valor de amortiguamiento a usar está definido en la sección de requisitos particulares para

estos sistemas. 10 El valor de los parámetros, R y , a ser usados debe ser igual al de los parámetros asociados al

sistema al que esa cañería pertenece. 11 El valor de R para el diseño de elementos individuales que tienen la responsabilidad de trasmitir

el 100% de la carga sísmica generada por el equipo deberá ser igual 1.0.

12 El diseño en general queda condicionado por las condiciones geotécnicas del sitio. Se debe considerar el nivel de solicitación de este capítulo.

13 Los tipos de análisis quedan definidos en las exigencias sísmicas de los sistemas de transmisión señaladas en 14.14

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DISPOSICIONES NORMATIVAS COMENTARIOS

15 Estructuras específicas

15.1 Galpones industriales

C15.1 Galpones industriales

15.1.1 Estas disposiciones se aplican a edificios industriales con o sin vigas portagrúas.

C15.1.1 La definición equivale a lo que en inglés se denomina mill buildings.

15.1.2 Los edificios con marcos transversales deben tener un sistema de arriostramiento continuo en el techo. Cuando hay cerchas de techo el arriostramiento continuo se debe colocar en el plano de la cuerda inferior. Se exceptúan los edificios sin puente-grúa en que las cargas permanentes sólo provienen del peso propio (ver Anexo A, Figura A.2).

C15.1.2 Los galpones en que las fuerzas laterales son resistidos por marcos rígidos de columnas y vigas o cerchas de techo son los más usados en industrias porque permiten ampliaciones. El arriostramiento continuo de techo tiene las ventajas sísmicas de los diafragmas rígidos horizontales. Hace posible, además, distribuir cargas laterales concentradas, como las de grúas, entre varios marcos; en la práctica chilena, tomada de la norteamericana, se considera suficientemente aproximada la suposición de que el arriostramiento de techo transmite el 50% de la carga lateral a los marcos vecinos al cargado.

15.1.3 En los edificios con puente-grúa el análisis sísmico se debe hacer para la magnitud y altura de la carga suspendida más probables durante el terremoto de diseño. Para estos efectos se deben considerar la frecuencia del terremoto de diseño y las condiciones de operación de las grúas.

C15.1.3 La determinación de la magnitud y altura de la carga suspendida que coincide con el sismo de diseño es un problema probabilístico complejo que se recomienda analizar en conjunto entre los profesionales especialistas e ingenieros de proceso. Sin embargo, si se considera la escasa duración de las fuerzas sísmicas en comparación con la vida de la estructura, se pueden considerar como seguras las recomendaciones siguientes: a) En las grúas de mantención, talleres de fabricación y

similares, en los que raramente se levanta la carga máxima y la operación no es continua, se puede despreciar la carga suspendida para el análisis sísmico.

- En grúas de operación pesada y continua con la carga máxima, como son las de fundiciones metalúrgicas, se recomienda usar dicha carga al nivel más alto en el análisis sísmico. Esta recomendación está basada en el análisis dinámico de más de 600 casos, hecho en Chile (25), de acuerdo al cual la carga equivalente al nivel del puente es igual a la real para seudo períodos de 1 s o más, a 0,20 de la real para períodos hasta 0,5 s y varía linealmente entre ambos valores.

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DISPOSICIONES NORMATIVAS COMENTARIOS

Las figuras siguientes resumen las conclusiones del estudio citado.

Ts: Seudo período. P1: peso del edificio, puente y carro grúa. P2: peso de la carga suspendida. mP2: carga suspendida de análisis aplicada a nivel superior. K: rigidez. Ts: ≤ 0,5 m: 0,2 Ts: 0,5 - 1,0 m: 1,6 Ts - 0,6 Ts: ≥ 1,0 m: 1,0

Fig. C15.1.- Conclusión Estudio de análisis dinámico

15.1.4 Si hay varias grúas, ya sea en una nave o en naves paralelas, se debe considerar una combinación de cargas sísmicas con todas las grúas sin carga estacionadas en la posición más desfavorable.

C15.1.4 La no simultaneidad de los efectos dinámicos de la operación de las grúas con el sismo y la posición de varias grúas sin carga se justifican por razones probabilísticas y forman parte de la práctica norteamericana recomendada por la Association of Iron and Steel Engineers AISE (22).

15.1.5 La unión lateral entre las vigas portagrúas y las columnas debe ser flexible en el sentido vertical. Además, se deben contemplar dispositivos de seguridad para evitar la caída del bogue si las ruedas se salen de los rieles (ver Anexo A, Figura A.3).

C15.1.5 En los terremotos de mayo de 1960 hubo fallas sistemáticas en las uniones con planchas verticales entre la viga portagrúa y las columnas debidas a la superposición de los esfuerzos sísmicos con tensiones de fatigamiento. También se observaron casos de caída de las ruedas desde el riel al ala superior de las portagrúas. Las recomendaciones tienen por objeto prevenir estas fallas (1, 26, 27).

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DISPOSICIONES NORMATIVAS COMENTARIOS

15.1.6 En edificios con marcos rígidos, los arriostramientos de los muros extremos que tienen por objeto dar apoyo lateral a las columnas diseñadas para el viento, no deben proveer una rigidez lateral mayor que la proporcionada por los marcos interiores a no ser que ellos sean considerados en el modelo estructural de acuerdo a lo especificado en 5.3.1.1 (ver Anexo A, Figura A.4).

C15.1.6 La disposición tiene por objeto evitar la formación de torres rígidas en las fachadas extremas, que han fallado en los terremotos chilenos porque toman fuerzas sísmicas para las cuales no fueron diseñadas (27).

15.1.7 Si el edificio es flexible y tiene muros no estructurales rígidos de albañilería u otro material análogo, se deben diseñar uniones capaces de soportar lateralmente los muros y permitir el desplazamiento longitudinal independiente entre ellos y la estructura (ver Anexo A, Figura A.5).

C15.1.7 La recomendación se explica por sí misma. El detalle sugerido ha tenido buenos resultados en la práctica chilena (1, 27).

15.2 Naves de acero livianas (Revisar por Capítulo 8) 15.2.1 Estas disposiciones se aplican a edificios de acero que cumplan con las condiciones siguientes: b) Están estructurados mediante una sucesión de

marcos paralelos formados por columnas y vigas, del tipo enrejado, perfiles abiertos de alma llena o perfiles cerrados.

c) La altura libre interior de las columnas laterales debe ser menor o igual a 15 m. Este requisito se puede obviar si en las combinaciones de carga indicadas en 4.5, las fuerzas sísmicas que resultan del análisis se amplifican por 2.

d) La distancia transversal entre los ejes de columnas adyacentes debe ser menor o igual a 30 m. Este requisito se puede obviar si en las combinaciones de carga indicadas en 4.5, las fuerzas sísmicas que resultan del análisis se amplifican por 2.

e) El edificio podrá corresponder a una nave, o bien varias naves paralelas.

f) La estructura sismorresistente corresponde a marcos rígidos paralelos, o bien a marcos extremos o intermedios, rígidos o arriostrados, que reciben las fuerzas sísmicas horizontales a través de un sistema de arriostramientos de techo.

g) Las estructuras deben calificar en categoría C2 o C3 según 4.3.1.

h) Los puentes grúas deben tener una capacidad nominal menor o igual a 100 KN, en el caso de grúas sin cabina de operación, o 50 KN para grúas con cabina de operación.

C15.2 Naves de acero livianas C15.2.1 Se definen las características de las naves de acero livianas (galpones), de luz y altura limitadas y grúas o equipos de poco peso, en los cuales los esfuerzos de viento son normalmente superiores a los sísmicos. En el país se ha construido un gran número de estas naves durante años, que no cumplen todos los requisitos de esta norma y que han resistido sin daños los terremotos.

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DISPOSICIONES NORMATIVAS COMENTARIOS

i) Los equipos soportados por la estructura deben tener un peso por marco menor o igual a 100 KN.

j) La carga sísmica horizontal que los altillos transmiten a cada columna de la estructura no debe ser mayor que 15 KN.

k) No tienen estanterías de almacenamiento apoyadas sísmicamente en la estructura.

15.2.2 Para determinar las fuerzas sísmicas de diseño, se deben considerar las razones de amortiguamiento indicadas en la Tabla 5.5, y un factor de modificación de la respuesta menor o igual a 4.

C15.2.2 Define los parámetros para determinar las fuerzas sísmicas de diseño. En general, las fuerzas transversales y longitudinales en los paños extremos debidas al viento son mayores que las sísmicas, pero en paños intermedios el sismo longitudinal puede controlar.

15.2.3 El diseño de las naves de acero livianas debe cumplir con las disposiciones de cláusula 8, exceptuando 8.6.3, 8.6.6, 8.7.1, 8.7.2, 8.7.3, 8.7.4, 8.7.5, 8.7.6 y 8.7.7, cuya aplicación no es obligatoria. (Revisar por Capítulo 8)

C15.2.3 a 15.2.7 Se especifican disposiciones de diseño de los arriostramientos. Si no hay grúas o equipos de pesos equivalente se aceptan diagonales de tracción únicamente.

15.2.4 Los elementos diagonales del sistema de arriostramiento que trabajen sólo en tracción deben ser inspeccionables y contar con dispositivos adecuados de tensado inicial y ajuste posterior.

15.2.5 Las diagonales de arriostramiento sísmico de techo diseñadas únicamente para resistir fuerzas de tracción, deben tener una capacidad que al menos corresponda a la suma de la pretensión inicial y las fuerzas sísmicas provenientes del análisis, amplificadas por 1,5.

15.2.6 El sistema de arriostramiento de cubierta, diseñado para transmitir fuerzas horizontales a los marcos extremos transversales, debe ser continuo y estar constituido por elementos diagonales y puntales que trabajen tanto en tracción como en compresión.

15.2.7 El sistema de arriostramientos verticales debe corresponder a diagonales y puntales que trabajan tanto en tracción como en compresión, y su esbeltez debe ser menor o igual a 1,5π √E / Fy . Este requisito no es obligatorio en naves con luz entre columnas menor que o igual a 12 m y altura de hombro menor que o igual a 6 m. En estos casos se pueden utilizar elementos que trabajen solamente en tracción, siempre que cumplan los requisitos de 15.2.4 y 15.2.5.

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15.2.8 El diseño sísmico de las conexiones de los sistemas de arriostramientos verticales y de cubierta, se debe realizar considerando las combinaciones de carga indicadas en 4.5, con las fuerzas sísmicas que resultan del análisis amplificadas por 1,5.

15.2.9 Las deformaciones sísmicas deben determinarse de acuerdo con lo establecido en 6.1 y se debe limitar a los valores que no causen daños a cañerías, equipos de levante y transporte, sistemas eléctricos u otros elementos unidos a la estructura que es necesario proteger. No se requiere cumplir con las disposiciones establecidas en 6.3 y 6.4. 15.2.10 La separación entre estructuras deberá cumplir con lo indicado en 6.2.1. 15.2.11 En las naves de acero livianas que no consulten el sistema descrito en 15.2.6 y que no tengan puentes grúa y equipos mencionados en 15.2.1, se puede considerar el panel de techo como diafragma rígido capaz de transmitir los esfuerzos sísmicos a los sistemas de arriostramiento laterales, siempre que se certifique su capacidad de transferir dicho esfuerzo de corte mediante ensayos estáticos con carga cíclica. El factor de seguridad respecto al valor experimental debe tomarse de la norma AISI 1996 indicada en cláusula 2. El diseño del diafragma debe hacerse de acuerdo a lo dispuesto en el documento AC43 Acceptance Criteria For Steel Decks de Julio de 1996 de ICBO ES, y en la norma AISI como complemento. Debe usarse las combinaciones de cargas indicadas en 4.5, con las fuerzas sísmicas que resultan del análisis amplificadas por 2. Los ensayos deben ser analizados por organismos competentes, independientes e internacionalmente reconocidos, y se deben realizar sobre probetas que consideren la acción adjunta del panel y el sistema de fijaciones de éste con la estructura de apoyo (costaneras), tal cual van a ser fijados en el terreno. La empresa que certifique sus paneles, debe además velar por la calidad y correcta instalación del sistema de fijación.

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15.3 Edificios industriales de varios pisos 15.3.1 En la medida que sea posible los pisos deben ser diafragmas sísmicos rígidos, que pueden ser de hormigón, o metálicos con arriostramientos horizontales o planchas de piso sólidas. En los diafragmas se deben contemplar dispositivos de unión con la estructura capaces de transmitir las fuerzas sísmicas. 15.3.2 Los equipos o ductos rígidos que se extienden verticalmente más de un piso deben tener sistemas de apoyo y unión que impidan su participación en la resistencia o rigidez sísmica del edificio (ver Anexo A, Figura A.6). Si esto no es posible, los equipos se deben incluir en el modelo del sistema sismorresistente. 15.4 Grandes equipos suspendidos 15.4.1 Las calderas, reactores de hornos metalúrgicos y otros grandes equipos suspendidos de la estructura se deben unir a ella con conectores que transmitan las fuerzas sísmicas sin restringir la libre dilatación térmica, tanto vertical como horizontal (ver Anexo A, Figura A.7). 15.4.2 En los equipos eléctricos suspendidos que no se pueden unir horizontalmente a la estructura, como son las jaulas de electrodos de precipitadores electrostáticos, se deben especificar aisladores especiales de amplia capacidad resistente y disponer dispositivos de corte de la corriente eléctrica en sismos mayores. Si hay posibilidad de choque de la jaula de electrodos con la carcasa del equipo o con las placas colectoras, se deben colocar placas de impacto.

C15.3 Edificios industriales de varios pisos C15.3.1 Los edificios industriales de varios pisos, de proceso, generación de energía y similares, tienen generalmente cargas pesadas y equipos valiosos. En la práctica chilena los mejores resultados se han obtenido con edificios duales, con muros de cizalle arriostrados o de hormigón, combinados con marcos rígidos dúctiles como segunda línea de resistencia (1, 26, 16). Estos edificios, cuya deformación sísmica es muy inferior a la de edificios de marcos dúctiles norteamericanos, no han tenido las fallas generalizadas en las uniones soldadas observadas en el terremoto de Northridge de 1994 (28, 29, 30, 31). C15.3.2 Las recomendaciones se basan en la práctica chilena probada en los terremotos desde 1960 a 1985 (1, 16, 26, 27, 28). C15.4 Grandes equipos suspendidos C15.4.1 La figura A.7 de Anexo A muestra una caldera típica, suspendida con tirantes en su parte superior. Para controlar las oscilaciones sísmicas y evitar el choque contra la estructura es necesario disponer conectores que permitan las dilataciones térmicas, tanto verticales como horizontales, algunos de los cuales se ilustran en la figura. La misma figura muestra pernos de anclaje del tipo cabeza de martillo, de amplia ductilidad, fácilmente reparables y reemplazables, que se recomiendan en los equipos más grandes. Estos equipos son normalmente proyectados por proveedores extranjeros que a menudo no tienen experiencia sísmica. Por esta razón es necesario establecer sistemas de asesoría temprana y aprobación del diseño por profesionales especialistas autorizados para ejercer en Chile. Las recomendaciones anteriores han sido probadas con éxito en gran número de terremotos en Chile desde 1960 (1, 16, 32). C15.4.2 En los precipitadores electrostáticos hay jaulas electrodos suspendidas de aisladores, de muy alto voltaje, que no es posible sujetar lateralmente y pueden chocar con la carcasa en caso de terremotos. La práctica chilena ha mostrado que los choques no son importantes, pero que se presentan problemas eléctricos y de rotura frágil de los aisladores de porcelana. Por estas razones hay que especificar a menudo aisladores especiales y disponer dispositivos de corte de la corriente.

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15.5 Cañerías y ductos 15.5.1 En los sistemas de cañerías y ductos de grandes dimensiones se deben disponer juntas de expansión y apoyos que aseguren la estabilidad sísmica y permitan simultáneamente las deformaciones térmicas. 15.5.2 Si las cañerías y ductos son livianos en relación a los edificios o estructuras que conectan, el análisis sísmico se puede hacer introduciendo las deformaciones dd de 6.1 de los edificios o estructuras, en los puntos de conexión. En caso contrario, se debe hacer un análisis del conjunto de estructuras y ductos como una sola unidad. 15.6 Grandes equipos móviles 15.6.1 Los grandes equipos móviles como cargadores y descargadores de material a granel, apiladores, grúas portal y similares se deben analizar dinámicamente, considerando la magnitud y las posiciones más desfavorables de las cargas. Para el análisis se puede suponer que las ruedas están articuladas en los rieles o el suelo, pero si hay levantamiento significativo se deben colocar contrapesos para evitarlo (ver Anexo A, Figura A.8).

C15.5 Cañerías y ductos C15.5.1 La disposición de apoyos y juntas se debe hacer en conjunto por los especialistas en cañerías y los profesionales especialistas. C15.5.2 En general, se considera que es necesario tomar en cuenta la acción sísmica en cañerías o ductos de dimensión superior a 200 mm. En la gran mayoría de los casos el peso de los tubos es reducido en comparación con los edificios y estructuras y basta introducir las deformaciones sísmicas en el análisis del sistema de cañerías y en el diseño de las juntas. C15.6 Grandes equipos móviles C15.6.1 Los grandes equipos móviles son especialmente importantes en una industria, tanto porque su costo es muy alto como porque una falla puede significar largas paralizaciones. Tienen a menudo dimensiones apreciables y cargas muy excéntricas. Por estas razones el diseño sísmico es crítico y se deben establecer sistemas de coordinación y aprobación adecuados entre los proveedores y los especialistas sísmicos a lo largo de todo el proyecto. El diseño, considerando la condición real de apoyo entre las ruedas y los rieles, con posibilidades de choque y levantamiento, tiene incertidumbres que en la práctica no lo hacen posible. Por esta razón, se supone normalmente que dichos apoyos son articulaciones para los efectos de análisis y se toman precauciones como los contrapesos y ruedas autocentrantes para evitar los impactos. Las disposiciones anteriores han dado buenos resultados en la práctica chilena. La mayoría de los equipos así protegidos no han tenido fallas, con excepción de algunos casos de golpes sucesivos (zapateo) que han causado daños reparables en las ruedas y carros (26, 27). Para el dimensionamiento de los contrapesos es habitual aplicar un factor de seguridad seudoestático del orden de 1,0 a 1,2 en un análisis estático. En el análisis dinámico se deben considerar aceleraciones verticales y horizontales y determinar, en conjunto con los Operadores, las sobrecargas probables durante la ocurrencia del sismo. El volcamiento total por la acción sísmica no es una posibilidad real debido a la alternación de las cargas y no es necesario considerarlo en el diseño (33, 34). En los terremotos chilenos de mayo de 1960 y marzo de 1985

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15.6.2 Para disminuir las posibilidades de choque entre las pestañas de los rieles y las ruedas, el sistema debe ser autocentrante (ver Anexo A, Figura A.9). 15.6.3 Se debe prestar especial atención a los efectos de excentricidad sísmica que se producen en estos sistemas. 15.7 Hornos y secadores rotatorios 15.7.1 El sismo longitudinal debe ser resistido por llantas y rodillos de empuje dispuestos a ambos lados de la llanta, y colocados en un solo apoyo con el objeto de permitir las dilataciones longitudinales (ver Anexo A, Figura A.11). Entre los rodillos de empuje y las llantas se debe dejar un espacio libre para facilitar la operación. La llanta y rodillos deben considerar la posibilidad de impacto longitudinal cuando se cierra este espacio. Se permite el diseño de los rodillos y sus mecanismos como elementos de sacrificio que pueden fallar en un sismo; en este caso el fabricante debe proporcionar instrucciones detalladas de reparación en un tiempo reducido para impedir que el horno se dañe durante el enfriamiento.

hubo caída de grúas portal en los puertos de Puerto Montt y San Antonio, que se debieron a grandes sentamientos del suelo y no a las fuerzas sísmicas horizontales (29, 35). C15.7 Hornos y secadores rotatorios C15.7.1 Los hornos y secadores rotatorios son equipos que pueden tener grandes diámetros y longitudes y que operan a altas temperaturas y baja velocidad de rotación. Las fundaciones son macizas y el período propio es bajo, lo que justifica el uso del método estático. Tiene dilataciones térmicas apreciables, tanto longitudinales como radiales. Si dejan de rotar durante un período del orden de 20 min se pueden producir distorsiones térmicas que causan daños considerables. Estas limitaciones inciden en el diseño, que requiere una coordinación temprana y continua entre los proveedores y los profesionales especialistas. Las recomendaciones de la norma han sido probadas con éxito en un gran número de hornos y secadores instalados en Chile desde la década del 40 (26). La experiencia indica que el impacto cuando se cierra el espacio libre en el sismo longitudinal puede duplicar la fuerza sísmica (51) y que ésta puede ser varias veces superior a la normal de operación. Por esta razón, a veces es necesario aceptar la falla de los rodillos y sus mecanismos, a condición de que se puedan reemplazar en un tiempo breve con un procedimiento de rotaciones controladas del horno para impedir deformaciones térmicas importantes. Para permitir esta operación se debe instalar un motor de emergencia para rotar el horno si se interrumpe el suministro eléctrico en el terremoto. Las indicaciones de Figura A.11 detalle 1 tienen por objeto compatibilizar la resistencia sísmica con las condiciones de operación. En el cálculo del empuje sísmico H sobre el apoyo 3 se puede descontar el rozamiento en los apoyos 1, 2 y 4 con un coeficiente 0,1.

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15.7.2 El sismo transversal debe ser resistido por llantas y rodillos laterales colocados en varios apoyos. El ancho de los rodillos debe ser mayor que el de las llantas para impedir la caída si fallan los rodillos de empuje. 15.8 Estructuras de albañilería refractaria 15.8.1 En el diseño de hornos industriales de fundición u otros procesos, compuestos de estructuras de acero u hormigón combinadas con albañilerías de ladrillos refractarios que trabajan a altas temperaturas, se deben buscar disposiciones en las que la resistencia sísmica estructural sea proporcionada por los materiales convencionales y sólo excepcionalmente por las albañilerías, (Por ejemplo, en Figura A.12 de Anexo A, se debe preferir el techo suspendido). 15.8.2 En los casos en que no se pueda evitar que las albañilerías sean un elemento sismorresistente, se deben usar análisis especiales que consideren las características de comportamiento no lineal del material. 15.8.3 En el diseño se deben considerar tanto las condiciones del horno frío o de puesta en marcha, como las de operación normal. 15.9. Estructuras y equipos menores Todas las estructuras y equipos, independientemente de su tamaño e importancia, deben ser capaces de resistir los esfuerzos sísmicos especificados en esta norma y estar adecuadamente anclados (ver Anexo A, Figura A.13).

C15.7.2 El detalle 2 de Figura A.11 resume las disposiciones de diseño para el sismo lateral. El cálculo del volcamiento no tiene por objeto evitar este fenómeno, que no es una posibilidad real, sino evitar levantamientos y golpes alternativos en ambos lados, fenómeno conocido como zapateo. Cuando fallan los rodillos de empuje longitudinal se pueden producir desplazamientos importantes (51). Para evitar la caída hay que aumentar el ancho de las llantas como se indica en Figura A.11, detalle 2. C15.8 Estructuras de albañilería refractaria C15.8.1 Rara vez se conocen las propiedades resistentes de los ladrillos refractarios a altas temperaturas. El mortero desaparece o se transforma con la temperatura y a menudo la resistencia depende de las compresiones térmicas. Normalmente las albañilerías no se comportan elásticamente y carecen de resistencia confiable a la tracción. Por estas razones se debe evitar la consideración de las albañilerías como elementos estructurales o sismorresistentes. La Figura A.12 muestra dos hornos de fundición, uno con techo en arco, que resiste fuerzas verticales y horizontales, y el otro con el techo no estructural, colgado de una estructura de acero, en los terremotos chilenos han fallado los primeros y no los segundos (1, 27, 32). En las albañilerías industriales es necesaria una colaboración continua entre los ingenieros de proceso y los profesionales especialistas desde los momentos iniciales del proyecto. C15.8.2 En hornos del tipo mostrado en figura A.12 b), generalmente basta el método estático. En hornos más complejos, con reactores o enfriadores colgados como son los de tipo flash de la industria del cobre, es necesario hacer análisis dinámicos espectrales. C15.8.3 Antes de calentarse la estructura tiene una condición distinta de la normal, porque se prevén espacios para las dilataciones como se muestra en figura 12 b). Esta condición generalmente demora horas o días y no es necesario considerarla como coincidente con el sismo de diseño. C15.9 Estructuras y equipos menores En las industrias hay una gran cantidad de elementos menores, tales como bombas, motores, calderas compactas, tableros, estanterías y similares, que en general tienen buena resistencia estructural, pero que pueden fallar en los anclajes, conexiones y otros detalles, causando a veces detenciones prolongadas. Es esencial verificar sísmicamente todos estos elementos y agregar los refuerzos necesarios, que son normalmente sencillos y se

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15.10. Estructuras de madera Las estructuras de madera se deben diseñar de acuerdo a NCh1198. Las conexiones deben tener comportamiento dúctil y una resistencia de falla inferior a la de los elementos de madera conectados, por flexión o tracción. El valor de R para el diseño de torres de enfriamiento debe ser igual a 4. 15.11 Estanterías de almacenamiento. (En el comité del Instituto de la Construcción que preparó este borrador, existió inicialmente la intención de redactar disposiciones sobre el diseño sísmico de estanterías de almacenamiento, lo que no se concretó. El Comité INN debe tomar una decisión al respecto).

pueden colar en la obra. La figura A.13 ilustra algunos de estos casos. C15.10 Estructuras de madera Las disposiciones se basan en NCh1198 complementadas con las recomendaciones de SEAOC y UBC (4 y 5) y normas de Nueva Zelandia citadas en publicaciones norteamericanas (53). La falla de las estructuras puede ser en la madera, por flexión o tracción o en las conexiones. La falla en la madera es frágil y en las conexiones puede ser dúctil. Habitualmente las estructuras se clasifican como dúctiles, no dúctiles o semidúctiles. Son estructuras dúctiles las que tienen conexiones dúctiles de resistencia menor que la madera. Estructuras dúctiles típicas son las que resisten las fuerzas sísmicas con muros arriostrados o diafragmas unidos con pernos o clavos, las que tienen uniones madera a madera con pernos o clavos de diámetro pequeño o las que tienen uniones con placas dentadas o planchas de acero. Las estructuras no dúctiles tienen uniones de resistencia mayor que la madera, que falla por tracción o flexión. En general tienen uniones encoladas rígidas o con pernos de diámetro superior a 20 mm. Las estructuras semidúctiles son una instancia intermedia entre las anteriores. Los valores recomendados son de 4 para las dúctiles, 1 para las no dúctiles y 2,5 para las semidúctiles.

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Anexo A – Detalles típicos (Normativo)

Fig. A.1 - Base de columnas

Fig. A.2 - Arriostramientos de techos

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Fig. A.3 - Detalle portagrúas y columnas

Fig. A.4 - Arriostramiento de muro extremo

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Fig. A.5 - Unión columna a muro de albañilería

Fig. A.6 - Equipo rígido en edificio

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Fig. A.7 - Detalles típicos de grandes equipos suspendidos, conectores sísmicos y pernos de anclaje

(continúa)

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Fig. A.7.- Detalles típicos de grandes equipos suspendidos, conectores sísmicos y pernos de anclaje

(conclusión)

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Fig. A.8 - Detalles típicos de grandes equipos móviles

Fig. A.9 - Sistema rueda riel

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Fig. A.10 - Detalles típicos de grandes estanques

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Fig. A.11 - Detalles típicos de hornos y secadores rotatorios

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Fig. A.12 - Detalles típicos de albañilerías industriales

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Fig. A.13.- Detalles típicos de estructuras y equipos menores

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INSTITUTO DE LA CONSTRUCCIÓN ANTEPROYECTO DE NORMA Documento Propuesta

Diseño Sísmico de Estructuras e Instalaciones Industriales

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[51] Evaluación de que el horno caiga al estar sometido a un sismo longitudinal, Arturo Arias, Informe para el proyecto de la Planta de Celulosa Arauco 2, 1989.

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[53] Focus Wood Design, Buchanan, Dean and Deam, USA.

[54] Economy in Steel Design. AISC Modern Steel Construction, 2000.

[55] Análisis de respuesta sísmica del puerto de Valparaíso, mediante modelo as built del sitio 1. Universidad técnica Federico Santa María.

[56] Determinación de amortiguamiento mediante prueba pull back en puente de acceso de puerto ventanas. Departamento de estructuras de la universidad de chile.

[57] Estudio de la contribución del agua en el comportamiento sísmico de pilotes en estructuras de muelles transparentes. Departamento de estructuras de la universidad de chile.

[58] Experimental Evaluation of the Dynamic Properties of a Wharf Structure. http://www.repositorio.uchile.cl/handle/2250/125485. Engineering Structures 33 (2011) 344–356.

[59] Structural Damping Values as a Function of Dynamic Response Stress and Deformation Levels. Tabla 4, p. 217.

[60] Dynamics of fixed Marine Structures. N.D.P Barltrop. Table 10.13, p. 568.

[61] Kavanagh, T. C., 1962, Effective Length of Framed Columns, Transactions of the American Society of Civil Engineers, Vol. 127, pp. 81-101.

[62] Chávez, N. A., 2011, Revisión de Los Criterios de Pernos de Anclaje, Memoria para Optar al Título de Ingeniero Civil, Facultad de Ciencias Físicas y Matemáticas, Universidad de Chile.

[63] Gazetas, G., (1991) “Foundation vibrations,” Foundation Engineering Handbook, 2nd Edition, Chapter 15, H.-Y. Fang, ed., Chapman and Hall, New York, New York.