Comportamiento Sismico de Puentes Aislado Mas alla de la base del Diseño

 

Se espera que los puentes de carreteras aislados sísmicamente brinden un servicio limitado bajo un nivel deevaluación de seguridad de temblores de tierra con daños mínimos a moderados. El comportamiento bajo temblores más allá de las consideraciones de diseño, correspondientes a un gran período de retorno de peligro sísmico, no se entiende bien y podría inducir daños significativos. En estos eventos poco frecuentes, el sistema de aislamiento sísmico puede estar sujeto a demandas de 

desplazamiento más allá de su capacidad de diseño,  lo que resulta en fallas de los apoyos, 

superando el espacio libre y golpeando contra las paredes traseras de los estribos, o daños que se propagan a otros componentes estructurales primarios. Para comprender mejor el desempeño sísmico de puentes de carreteras simples sujetos a terremotos más allá de las consideraciones de diseño, este estudio simula la respuesta de una estructura de puente prototipo y examina las demandas de desplazamiento lateral, la transferencia de fuerzas a la subestructura y los modos de falla potenciales de puentes aislados sísmicamente. Se consideran enfoques de modelado avanzados para capturar características de apoyo,

como endurecimiento a grandes deformaciones, y un macroelemento de golpeteo para capturar los efectos del impacto.

Los resultados muestran que, en caso de temblores que superan el diseño, los apoyos pueden alcanzar la capacidad máxima de deformación por corte, el impacto puede provocar una deformación residual significativa en el estribo y las columnas pueden sufrir daños moderados. Se identifica la progresión del daño en un esfuerzo por desarrollar modelos adecuados para evaluar el riesgo sísmico general, la capacidad de reparación y eltiempo de inactividad de los puentes aislados sísmicamente. superación  de  la  distancia  libre  y  golpes  contra  las  paredes  traseras  de  los  estribos.  El  daño  a  la  pared  trasera  se

considera  sacrificial  ya  que  se  puede  reparar  y  restablecer  el  servicio  en  cuestión  de  días  (Caltrans  2019a).  Sin embargo,  los  golpes  contra  la  pared  trasera  pueden  resultar  en  una  gran  transferencia  de  fuerzas  al  tablero  del puente,  los  apoyos  y  los  pilotes  y  potencialmente  amplificar  los  desplazamientos  de  los  apoyos  (Ruangrassamee  y  Kawashima  2001). Los  modos  capaces  de  capturar  el  progreso  de  una  falla  en  puentes  aislados  sísmicamente  conducirán  a  una  mejor comprensión  del  comportamiento  esperado  y  a  enfoques  para  cuantificar  el  riesgo  de  que  los  puentes  sufran sacudidas  que  exceden  las  bases  de  diseño.

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Excitación sísmica asíncrona en puentes: patrones de asincronismo, métodos de análisis y tipologías estudiadas

Desde sus comienzos, los análisis sísmicos lineales y no lineales realizados en puentes atirantados se llevaron a cabo mediante métodos determinísticos. En estos, se asume que los movimientos sísmicos llegan a todos los apoyos de la estructura al mismo tiempo, es decir, ocurre una excitación sísmica uniforme considerando velocidades de propagación de la onda sísmica infinita (^{Soyluk y Dumanoglu 2000}). Según (^{Luco y Wong 1986}), los registros sísmicos obtenidos a partir de arreglos de acelerómetros tales como el SMART1 en Taiwán, revelaron variaciones en la onda sísmica en el espacio y el tiempo, de allí que en la década de los sesentas se inició la inclusión de métodos en los cuales la excitación sísmica era asíncrona, es decir, que los movimientos sísmicos llegaban a los apoyos con un desfase temporal, debido a que las velocidades de propagación de la onda sísmica se asumen finitas en función de la rigidez del suelo (^{Valdebenito y Aparicio 2005}) (^{Burdette et al. 2006}).
Los primeros análisis asíncronos se llevaron a cabo en estructuras extensas y de múltiples soportes tales como líneas de transmisión de energía (^{Mehanny et al. 2014}), (^{Ghobarah et al. 1996}), las presas (^{Bayraktar et al. 1996}), edificios simétricos y asimétricos donde se puede evaluar la componente torsional debido a la excitación múltiple en sus apoyos según (^{Hao 1997}), y líneas de vida (^{Deodatis 1996}).
Investigadores interesados en el fenómeno asíncrono han enfocado sus esfuerzos en estudiar su efecto en puentes de diversas tipologías. Algunos ejemplos de dichos estudios son: (^{Wang et al. 1999}) analizando puentes de grandes luces; (^{Alvarez et al. 2012}), (^{Álvarez y Aparicio 2003}) incluyendo asincronismo en puentes de luces medias como los puentes arco; (^{Nuti y Vanzi 2005}) interesados en puentes de poca longitud; y otros como (^{Fernandez et al. 2013}) quienes encontraron de manera general que si la longitud del puente es mayor a la longitud de onda del movimiento sísmico o que si existe algún accidente topográfico considerable, entonces partes del puente estarán sujetas a excitaciones diferentes y considerables en sus apoyos. En la misma línea, (^{Kaiming et al. 2013}) también resaltan la importancia de realizar análisis asíncrono en puentes sometidos a cambios topográficos bruscos.
La presente revisión pretende mostrar el estado actual del conocimiento respecto a los aportes realizados por diferentes investigadores, quienes han estudiado el comportamiento de puentes sometidos a la excitación sísmica asíncrona. Con lo anterior, se pretende reunir las evidencias necesarias para determinar bajo qué condiciones debe realizarse un análisis asíncrono en puentes y que herramientas existen para llevar a cabo el tipo de análisis mencionado. Para cumplir dicho fin, el documento rescata los antecedentes, es decir, daños en estructuras atribuidos al asincronismo; los métodos de análisis disponibles con sus ventajas y desventajas; los requerimientos plasmados en normativas y guías de diseño, los cuales introducen el análisis asíncrono teniendo en cuenta parámetros como la longitud total del puente, el tipo de suelo de apoyo, entre otros; y los resultados obtenidos de análisis asíncronos en puentes agrupados por tipologías. El documento finaliza presentando las conclusiones relevantes de la revisión realizada.

Antecedentes

Control del daño sísmico estructural en pórticos prefabricados de hormigón armado a través de uniones híbridas autocentrantes

La filosofía actual de diseño sísmico de estructuras industriales en Chile, establece como objetivos la protección de vida y la continuidad de operación en la industria. El cumplimiento de estas exigencias permite controlar el daño estructural en base a criterios de resistencia, sin lograr detectar el modo de falla, ni especificar su localización frente a un evento sísmico importante. En el presente trabajo se discute la aplicación de una técnica innovativa de control de daño estructural en pórticos prefabricados de hormigón armado, fundados en suelos granulares, y pertenecientes al proyecto Forestal y Papelera Concepción. Se trata de incorporar uniones híbridas postensadas en las columnas prefabricadas del proyecto, de manera de controlar la disipación de energía en la unión y mantener la rigidez inicial del sistema. Mediante un análisis dinámico no lineal usando el programa Ruaumoko 2D, se compara el posible desempeño del diseño tradicional versus el diseño innovativo. Estos análisis se ejecutan para diversos registros sísmicos chilenos representativos de distintos tipos de suelos. Los resultados del análisis indican que la estructura con el diseño tradicional podría sufrir desplazamientos en el techo del orden de 40 cm, incursionando fuertemente en el rango inelástico, con deformaciones remanentes y concentrando el daño por generación de rótulas plásticas en los extremos de las columnas y algunas vigas no diseñadas para ductilidad. En contraparte, la utilización de uniones híbridas auto-centrantes provoca que la estructura recupere su posición original, sin la presencia de deformaciones remanentes.

Introducción

La filosofía vigente para el diseño sísmico de estructuras industriales en Chile, establece como objetivos la protección de vida y la continuidad de operación en la industria. El cumplimiento de estas exigencias no garantiza la ausencia de daño estructural frente a un evento sísmico importante. Este escenario ha generado disputas legales entre inversionistas, empresas constructoras y consultoras de ingeniería estructural, debido a las diferentes expectativas que tienen en términos de desempeño y daño estructural.

Dentro de las tipologías constructivas más utilizadas en estructuras industriales, se destacan los pórticos prefabricados de hormigón armado. Su rapidez de montaje, costos competitivos, excelente resistencia al fuego, y versatilidad arquitectónica, la han erigido como una alternativa válida en el contexto antes mencionado.

No obstante lo anterior, diversas investigaciones teóricas y de terreno, han demostrado que este tipo de estructuras pueden quedar con daños y deformaciones remanentes, luego de eventos sísmicos importantes. Esta situación se evidencia aún más, cuando estas estructuras son fundadas en suelos sueltos o blandos, aumentando la probabilidad de tener que incurrir en disputas legales y gastos adicionales de reparación y rehabilitación estructural.

En la Figura 1, se muestran algunos ejemplos de los daños sísmicos típicos en estructuras prefabricadas de hormigón armado, reportados en Turquía (Saatcioglu et al., 2001; Posada y Wood, 2002; Sezen et al., 2006; Arslan et al., 2006). Los casos antes mencionados se complementan con los daños reportados en China (Zhao et al., 2009), y Nueva Zelanda (Kam et al., 2010, 2011) en tipologías estructurales similares.

Figura 1: Patrones de daños sísmicos presentes en columnas prefabricadas 
industriales de hormigón armado en Turquía; a) daño concentrado por rótula 
flexural en base de columna (Posada y Wood, 2002), b) daño concentrado en 
base de columna con fundación del tipo zócalo, c) daño por rótula flexural 
distribuida en 800 mm de altura de columna y d) daño severo por rótula 
flexural concentrada en base de columna (Saatcioglu et al., 2001)

Como se puede ver en la Figura 1, los daños típicos en estas estructuras se concentran en las bases de las columnas prefabricadas, debido a la fuerte demanda inelástica a la sección transversal. Estos daños son bastante indeseables, pues impiden la continuidad de operación de la industria e incluso pueden llevar al colapso de la estructura.

Con la evidencia antes mencionada, en los últimos 15 años se han llevado a cabo una serie de iniciativas, tendientes a generar técnicas de diseño para controlar el daño en estructuras prefabricadas de hormigón armado (Pampanin, 2005). Una de las primeras iniciativas, fue un sistema de uniones secas dúctiles denominado U.S PRESS (PREcast Seismic Structural System), ensayado en la Universidad de California (Priestley, 1991, 1996; Priestley et al., 1999), con cables postensados desprovistos de adherencia. La demanda inelástica se acomoda dentro de la conexión, a través de la abertura y cierre de un espacio existente, en un movimiento del tipo balanceo. Como resultado se logró una configuración que puede desarrollar desplazamientos inelásticos, limitando el daño estructural y asegurando una capacidad auto-centrante completa. El comportamiento histerético de la unión es esencialmente no lineal-elástico, con una reducida capacidad de disipación de energía.

Como mejora al sistema PRESS, Stanton et al. (1997) desarrollaron el concepto de uniones híbridas, donde combinaron las propiedades de auto-centrado y disipación de energía, a partir del uso de tendones post-tensados sin adherencia y barras longitudinales de acero dúctil no pretensadas. Bajo acciones sísmicas de intensidad moderada, el clásico mecanismo de rótula plástica, es reemplazado por un mecanismo de balanceo controlado en la interfaz crítica, sin daño en el elemento estructural. Mientras los tendones post-tensados proveen acciones restitutivas auto-centrantes, las barras de acero dúctiles actúan como disipadores de energía absorbiendo el impacto de las cargas sísmicas. Adicionalmente, para prevenir fracturas prematuras de estas barras de acero dúctiles, se les otorga una pequeña longitud sin adherencia en las cercanías de la unión híbrida, a través de una vaina.

Este particular mecanismo auto-centrante-disipador de las uniones híbridas, es generalmente descrito por un comportamiento histerético con forma de bandera. En la Figura 2 se esquematiza el principio de funcionamiento de las uniones híbridas auto-centrantes.

Figura 2: Esquemas de funcionamiento de uniones híbridas auto-centrantes. 
a) Esquema de fuerzas internas en unión viga-columna y b) modelos constitutivos 
con ciclos histeréticos con forma de bandera (Buchanan et al., 2011)

En este trabajo se ilustra la incorporación del sistema de uniones híbridas auto-centrantes a un proyecto industrial de pórticos prefabricados de hormigón armado. Las estructuras fueron fundadas sobre estratos profundos de suelos arenosos sueltos en la comuna de Coronel, Chile. A través de análisis numéricos no lineales, se compara la respuesta de la estructura con y sin uniones híbridas, frente a acelerogramas sísmicos chilenos. Finalmente, se comentan los detalles de construcción de la solución, sus posibles mecanismos de falla y las eventuales ventajas comparativas en términos de control de daño. De esta forma, se pretende contribuir a la difusión de este sistema innovativo en zonas de alta sismicidad.

Materiales y métodos

Caracterización del proyecto de estudio con uniones híbridas

El proyecto consiste en una nave industrial de 1920 m², conformada por pórticos de hormigón prefabricado posttensado, con altura máxima de columnas de 18.5 m, emplazada en una zona costera de alta sismicidad y fundada en un suelo arenoso suelto con una densidad relativa de 50% en promedio. Esta nave se denomina M3A, y en la Figura 3 se muestran las vistas en planta y transversal del proyecto.

Figura 3: Esquemas en a) planta y b) elevación del proyecto (dimensiones en cm)

Originalmente, el proyecto contemplaba un sistema de uniones rígidas hormigonadas en terreno (uniones húmedas), con pilares y vigas postensadas, de dimensiones que variaban desde los 40 cm de ancho, hasta 145 cm de alto. Sin embargo, la revisión del diseño sísmico sugirió la inclusión de uniones híbridas en los extremos de los pilares, de manera de minimizar el daño estructural y evitar fallas posiblemente frágiles en los nudos más allá de las uniones híbridas, que siguen siendo rígidas y hormigonadas en terreno. En la Figura 4 se muestran algunos detalles constructivos de los pilares y sus uniones híbridas.

 

Figura 4: Detalles constructivos de columnas con uniones híbridas, 
a) columna eje E y esquema cinemática y 
b) cortes y detalles transversales

Por otro lado, en la Figura 5 se muestran algunas imágenes del proyecto en etapa de construcción.

Figura 5: (a) Construcción y montaje de elementos estructurales, 
(b) unión híbrida en borde superior y c) inferior de una columna

Análisis de la estructura con uniones híbridas

Para evaluar el nivel de daño del proyecto con y sin uniones híbridas, se realizaron simulaciones numéricas no lineales de los pórticos. Los análisis se hicieron con el programa Ruaumoko 2D (Carr, 2004). En la Figura 6, complementada con la Tabla 1, se muestra uno de los modelos de análisis, con sus respectivas secciones críticas, localizadas en las uniones postensadas en las columnas.

Análisis del período y desplazamiento de edificios de hormigón armado considerando distintos grados de rigidez en sus elementos resistentes

En este trabajo se estudia principalmente la relación entre los períodos de mayor masa traslacional en condiciones denominadas agrietadas y no agrietadas, para edificios altos de hormigón armado (mayor a 10pisos) ubicados en la ciudad de Antofagasta, Chile. La metodología consiste en determinar los períodos de los modos con mayor masa traslacional y los desplazamientos a nivel de techo mediante un análisis sísmico según NCh433 Of.96Mod.2009/DS.61 considerando las secciones brutas de los elementos (condición llamada no agrietada). Posteriormente, se modifica la rigidez a flexión de los muros estructurales mediante factores de reducción del momento de inercia de las secciones brutas para considerar el agrietamiento (condición llamada agrietada). Estos factores de reducción corresponden a diferentes criterios recomendados por la comunidad científica. Los resultados obtenidos son comparados entre los distintos modelos y también con lo señalado por el Decreto 61, en relación al valor del período agrietado y el desplazamiento de diseño a nivel de techo. Se concluye que, a excepción de uno de los criterios utilizados (modelo E de Doepker), lo señalado por el Decreto 61 está por el lado de la seguridad, ya que la relación entre los períodos agrietados y no agrietados de los edificios estudiados, en general, es inferior a 1.5. De igual manera, los desplazamientos de techo resultan ser menores a los determinados con la expresión dada por el Decreto 61.

Introducción

El sismo del 27 de febrero de 2010 en Chile de magnitud momento 8.8 produjo, en general, un satisfactorio comportamiento sísmico de las estructuras construidas en los últimos 25 años. Sin embargo, unos pocos edificios de hormigón armado (menos del 1%) presentaron importantes daños estructurales (Lagos et al., 2012). Los catastros realizados después del sismo en las ciudades de Santiago, Viña del Mar y Concepción mostraron daños en muros esbeltos con secciones T y rectangulares sometidos a esfuerzos de compresión y cargas laterales. Los elementos dañados se localizaron fundamentalmente en el primer piso y en el primer subterráneo, donde habitualmente se ubican los estacionamientos para vehículos. En ellos fue posible observar una grieta a lo largo del alma de los muros, descascaramiento del hormigón, pandeo de barras longitudinales y una fractura abrupta de barras en algunos casos. Estas fallas se originaron debido a grandes solicitaciones en las zonas más comprimidas de los muros sumadas a problemas en el detallamiento de elementos de borde y en la disposición del refuerzo transversal. Esto último no permitió proveer un confinamiento adecuado al hormigón ni restricción al pandeo de las barras longitudinales (Alfaro, 2013; Wallace et al., 2012).

Producto del terremoto antes señalado el Ministerio de Vivienda y Urbanismo (MINVU) conformó un panel de expertos en materia relativas al diseño sísmico de edificios. Este comité estudió las modificaciones necesarias tanto para el código sísmico como para la normativa de diseño de hormigón armado, recogiendo la experiencia de los daños observados en edificios en la zona centro y sur del país. Como resultado de este trabajo en febrero de 2011 se dictaron dos decretos. Por un lado se promulgó el Decreto 117 (MINVU, 2011a), que fija el diseño sísmico de edificios, modificando fundamentalmente la clasificación sísmica de suelos de fundación y el espectro de diseño que hasta la fecha era regulado por la norma NCh433 of96 Mod. 2009 (INN, 2010). Al mismo tiempo se promulgó el Decreto 118 (MINVU, 2011b), que fija los requisitos de diseño y cálculo para estructuras de hormigón armado. Estos decretos fueron reemplazados, en noviembre de 2011 por los Decretos 60 y 61, actualmente vigentes (MINVU, 2011c,d).

El Decreto 61, entre otros aspectos, establece que "para efecto de diseño de estructuras de hormigón armado, el desplazamiento lateral de diseño en el techo, δ_u, se debe considerar igual a la ordenada del espectro elástico de desplazamiento S_de, para un 5% de amortiguamiento respecto del crítico, correspondiente al período de mayor masa traslacional en la dirección del análisis, multiplicada por un factor igual a 1.3 (δ_u = 1.3S_de(T_ag))". Para la determinación del período de mayor masa traslacional en la dirección de análisis, señala dos formas: i) determinar T considerando en su cálculo la influencia del acero y la pérdida de rigidez debida al agrietamiento del hormigón en la rigidez elástica inicial y ii) si el período ha sido calculado con las secciones brutas, es decir, sin considerar la influencia del acero y la pérdida de la rigidez debido al agrietamiento del hormigón, el período de mayor masa traslacional en la dirección de análisis de la estructura se puede aproximar a 1.5 veces al calculado sin considerar estos efectos (T_ag = 1.5T_n).

En este trabajo se seleccionan ocho edificios de hormigón armado ubicados en la ciudad de Antofagasta y se determina T_ag por ambas formas señaladas en el Decreto 61 y descrita anteriormente. Adicionalmente se calculan los valores del desplazamiento lateral de diseño en el techo, δ_u. Para ello se realiza el análisis elástico dinámico, según normativa vigente nacional, para ambas direcciones de análisis. Para evaluar T_agsegún la primera forma indicada, se consideraron distintos criterios de agrietamiento en los muros estructurales. En este trabajo se analizan seis modelos, los cuales modifican la rigidez a flexión no fisurada de los muros por un factor reductor según expresiones empíricas propuestas por códigos e investigadores.

Algunas recomendaciones proveen un único y uniforme factor reductor de la rigidez determinada con las secciones brutas, tales como el código ACI 318 (2008) y FEMA 356 (2000). Otras expresiones más desarrolladas entregan recomendaciones relacionadas con la carga axial (Paulay y Priestley, 1992; Adebar e Ibrahim, 2002) y otras son expresiones en función de la demanda de desplazamientos (Doepker, 2008).

Con este estudio se logra para los edificios analizados: i) comparar los períodos agrietados y no agrietados (según los distintos modelos elegidos) y considerando distintos niveles de muros agrietados; ii) determinar expresión que relacione el período no agrietado y agrietado para cada modelo elegido y iii) comparar la relación entre los desplazamientos de techo determinado con la estructura agrietada y lo indicado en el Decreto 61.

Rigidez efectiva de elementos de hormigón armado

Se exponen a continuación diferentes criterios existentes para considerar la rigidez efectiva de elementos estructurales, mediante factores de reducción aplicados a las propiedades de las secciones brutas. Estos son:

Requisitos para hormigón estructural - ACI 318

El código ACI 318 desde la edición del año 1999 hasta la del 2014, ha considerado la disminución de rigidez debido a las deformaciones que se esperan producir con los niveles cercanos a la carga última. Para ello, plantea tres alternativas que determinan el momento de inercia efectivo, las cuales se pueden utilizar para análisis elásticos (ACI 318, 2014).

Alternativa 1: por las propiedades de las secciones definidas de acuerdo a la Tabla 1.

Tabla 1: Momento de inercia efectivo propuesto por el 
código ACI 318 (2014)

Alternativa 2: el 50% de los valores de rigidez basados en las propiedades de la sección bruta (I_e = 0.5I_g).

Alternativa 3: otras expresiones sugeridas para determinar el momento de inercia efectivo (incorporadas en la versión del año 2008) son mostradas en la Tabla 2.

Tabla 2: Expresiones alternativas para momento de inercia según el código ACI 318 (2014)

I_g: momento de inercia de la sección bruta del elemento respecto al eje que pasa por el centroide sin tener en cuenta el acero de refuerzo, en mm⁴, I_e: momento de inercia efectivo en mm⁴, A_st: área total del refuerzo longitudinal en mm², A_g: área bruta de la sección de hormigón en mm²: P_u, M_u: fuerza axial y momento mayorado en N y Nmm, P_o: resistencia axial nominal para una excentricidad igual a cero, en N, ρ: cuantía de refuerzo A_s evaluada sobre el área bd, b_w: ancho del alma o diámetro de la sección circular en mm, d: distancia desde la fibra extrema en compresión hasta el centroide del refuerzo longitudinal en tracción en mm, h: espesor total o altura de un elemento en mm.

FEMA 356

FEMA 356 (2000) recomienda que la rigidez de los elementos de una estructura puede ser disminuida por los valores mostrados en la Tabla 3.

Tabla 3: Rigidez efectiva propuesta por el FEMA 356 (2000)

A_g: área bruta horizontal, A_s: área del refuerzo, A_w: área del alma 
de la sección bruta, E_c: módulo de elasticidad del hormigón

Adebar e Ibrahim

Adebar e Ibrahim (2002) propusieron las siguientes expresiones para la rigidez efectiva a flexión de muros de hormigón armado para utilizar en análisis sísmicos lineales.

Momento efectivo de inercia en muros no agrietados:

Momento efectivo de inercia en muros agrietados:

Paulay y Priestley

Paulay y Priestley (1992) definen que la rigidez efectiva de un muro en voladizo sometido predominantemente a deformaciones por flexión, puede ser determinada mediante el momento de inercia efectivo I_e de la sección que alcanza la primera fluencia en la fibra extrema, mediante la siguiente expresión:

donde P_u es la carga axial que actúa en el muro durante un sismo (es tomada positiva para compresión y negativa en tracción); en N, ƒ_y es la tensión de fluencia del refuerzo en MPa, ƒ_c’ es la resistencia a compresión del hormigón en MPa y A_g es el área horizontal bruta del elemento en mm².

Doepker

Doepker (2008) estudió los distintos métodos existentes para estimar la rigidez y el amortiguamiento efectivo en estructuras compuestas de muros de hormigón armado. En base a ello propone un nuevo método para predecir la rigidez efectiva en función del desplazamiento de la estructura.

donde Δ_roof es el desplazamiento del techo y H es la altura del edificio. Además, el autor concluye que usar una relación de amortiguamiento del 3% produce los menores errores.

Las Figuras 1a) y 1b) resumen las distintas expresiones que se presentaron para determinar la rigidez efectiva de muros estructurales, tanto en condiciones agrietadas como no agrietadas.

Figura 1: Gráficos de las expresiones para determinar la rigidez 
efectiva de muros: a) rigidez efectiva en muros no agrietados y 
b) rigidez efectiva en muros agrietados

Rehabilitación sísmica de edificaciones históricas en tapia pisada: estudio de caso de capillas doctrineras reforzadas con malla de acero y madera de confinamiento

1. INTRODUCCIÓN Y JUSTIFICACIÓN

El proceso de evangelización de la población indígena en Colombia, contribuyó a la fundación de nuevas poblaciones especialmente en el área central del país. Al llegar los españoles al área andina encontraron cerca de 300 caseríos de indios muiscas (1), en donde se establecieron doctrinas, que agrupaban los indios dominados para ser explotados como renta e instrumento de producción. El trazado del centro doctrinero, se comenzaba por la plaza alrededor de la cual se ubicaba la iglesia, el atrio, las capillas posas y la casa cural; luego se procedía al repartimiento de solares entre los conquistadores y caciques de cada tribu.

Las iglesias poseían una tipología llamada templos doctrineros (capillas o iglesias doctrineras) que se edificaban de acuerdo a lo establecido en las Leyes de Indias y los contratos de construcción. La construcción era costeada por los encomenderos y los indios contribuían con su trabajo y alimentos para el constructor. Los sacerdotes doctrineros tenían la misión de completar la conquista y fueron los primeros educadores en el nuevo continente. La iglesia era el eje formativo de los nuevos pueblos y servía como base para el desarrollo de lo urbano. (Figura 1).

Figura 1. Volumetría de la Iglesia de Suesca en la zona Andina Colombiana.

En los contratos de construcción de las capillas doctrineras se definían aspectos arquitectónicos y estructurales. Algunas de las especificaciones ordenadas en los contratos eran (2):

1. Ancho de la capilla doctrinera: entre 8,4 m y 10,1 m
2. Longitud de la capilla doctrinera: 42 a 45 m
3. Altura de la capilla doctrinera: 5 m
4. Tipo de cubierta: Sistema de par y nudillo
5. Capilla mayor: Debía construirse cuadrada u ochavada
6. Iluminación: Debían construirse 10 ventanas, 6 para el cuerpo de la iglesia y 4 para el presbiterio
7. Acabados de puertas y ventanas: Debían construirse en madera de acuerdo a los parámetros dados para iluminación.

Basados en esta tipología se han encontrado 41 iglesias (3) en el área andina colombiana, aunque el número de edificaciones construidas con este tipo de contrato fue de 125. De estas han sido declaradas hasta la fecha como Monumentos Nacionales solo 22 iglesias (4).

2. SISTEMA CONSTRUCTIVO

De acuerdo visitas técnicas hechas a más de 10 capillas doctrineras, se presentan las principales características del sistema constructivo.

2.1. Cimentación y sobre-cimiento

Los cimientos presentan una forma rectangular con una profundidad de 1,30 m y ancho hasta dos veces el espesor del muro (Figura 2). Para su construcción se emplearon piedras pegadas con una mezcla de barro y cal. El sobrecimiento encontrado tiene alturas promedio de 0,40 m. Para proteger el muro de la humedad del suelo, se encontró evidencia de diferentes impermeabilizantes naturales como: brea, betún, aislantes naturales o piedras planas (lajas).

Figura 2. Muro típico de templo doctrinero.

2.2. Muros

Se encontraron anchos de los muros hasta de 1,26 m y alturas entre 5,04 m y 6,72 m (Figura 2). La técnica constructiva predominante es la tapia pisada (Rammed earth). Los vanos de puertas y ventanas en el siglo XVI se realizaban en adobe y en la parte superior se colocaba un dintel en madera con un rebase de aproximadamente 0,3 m de cada lado del vano. Los pañetes se aplicaban como protección del muro empleando una mezcla de cal, productos aglutinantes y fibras naturales.

2.3. Vigas de coronación y estructura de cubierta

Las vigas de coronación se colocaban en la parte superior del muro y recibían la estructura de cubierta. Consistían en madera rolliza o escuadrada (entre 0,20 m y 0,30 m); y se le cubrían con un impermeabilizante natural. El techo era a dos aguas con una inclinación entre 38 y 45 grados. La estructura de cubierta era una armadura triangular de par y nudillo en madera rolliza apoyada sobre las vigas de coronación. Sobre la cubierta se colocaba un entramado de chusque y cuan y una capa de barro. El acabado de cubierta se hacía con paja y posteriormente con tejas de barro.

Daños estructurales en construcciones patrimoniales de la Iglesia Católica en la Arquidiócesis de Concepción producto del sismo del 27 de febrero 2010 (Chile)

El 27 de febrero del 2010 a las 3:34am (hora local), la zona centro-sur de Chile fue sacudida por un terremoto magnitud momento 8,8. A consecuencia de ello varias iglesias de la Arquidiócesis de Concepción sufrieron daños desde menores hasta algunas que tuvieron que ser demolidas o que simplemente colapsaron en el mismo instante del terremoto. Por lo anterior, las autoridades de la Universidad Católica de la Santísima Concepción pidieron se conformara una comisión para revisar estas iglesias y capillas. A través de un trabajo de ingenieros, arquitectos y constructores que constituyeron esta comisión, se logró tener una evaluación de estas construcciones. En esta evaluación se identificaron algunas fallas típicas propias de este tipo de construcción que evidenciaron que frente a movimientos telúricos de esta magnitud era claro que fallarían. Por eso este trabajo también trata de la identificación de estas fallas y entregar recomendaciones para que no se vuelvan a producir.
 
Introducción
Este artículo presenta las inspecciones estructurales realizadas a varias construcciones como la Catedral de Concepción e iglesias y capillas pertenecientes al Arzobispado de Concepción. Este trabajo fue encomendado por las autoridades de la Universidad Católica de la Santísima Concepción, el Rector Dr. Juan Cancino y el Gran Canciller Monseñor Ricardo Ezzati, a través de la Vicerrectoría de Asuntos Económicos y Administrativos. La duración de los trabajos fue de alrededor de 3 meses. Si bien se inspeccionaron 34 iglesias y otras estructuras, sólo se presentan análisis de las más importantes y simbólicas.
Se entregan algunos aspectos generales del sismo del 27/02/2010 y una comparación con otros eventos ocurridos en tiempos pasados. Además se presenta una descripción de las estructuras resistentes, los daños observados y se realiza un análisis de las causas de dichos daños. Esta información fue parte de los informes estructurales utilizados para su reparación. Las estructuras inspeccionadas corresponden a la Catedral de Concepción, El Sagrario y la Iglesia La Pompeya, todas ubicadas en el centro de Concepción. Además, se inspeccionó el Templo Parroquial Jesús Obrero, ubicado en el sector Schwager de Coronel y el Santuario de Yumbel. La Figura 1 muestra la ubicación geográfica de las estructuras inspeccionadas de Yumbel y Schwager respecto a Concepción.


A pesar de que se han publicado trabajos sobre los efectos del terremoto del 27 de febrero 2010, estos han sido principalmente sobre daños en edificios habitacionales y en estructuras industriales (GEER 2010, Betanzo, 2010). Es por ello que este trabajo aporta en la investigación de estructuras de iglesias, las cuales son en general más antiguas y por lo tanto ya han sufrido antes grandes terremotos.
Aspectos generales del sismo
El sismo del 27 de febrero del año 2010, de magnitud momento 8.8, tuvo su epicentro en las costas de Cobquecura, región del Bío Bío. Para mayor información sobre este terremoto revisar Barrientos (2010) y Quezada et al. (2010). La Figura 2 muestra la localización del epicentro, el cual se ubicó a 100 km al norte de la ciudad de Concepción, lo que explica la gran intensidad del sismo en esta zona.


La intensidad de un sismo se mide mediante la escala de Mercalli. Esta escala posee 12 grados y mide la intensidad en un lugar específico. Por lo tanto refleja la sensación que perciben las personas de tal lugar de ese movimiento telúrico y del estado en que quedan las estructuras, luego de una evaluación estructural, en caso de intensidades mayores a VI. Para una descripción de los grados de la escala de Mercalli modificada, ver por ejemplo Sauter (1989). De este modo, se pueden reportar varias intensidades para un mismo sismo, dependiendo del lugar donde se obtengan, las cuales van decreciendo a medida que la distancia desde la zona de ruptura aumenta. La Tabla 1 muestra las intensidades reportadas en distintas ciudades para el evento del 27 de febrero 2010. Se puede observar que el máximo valor alcanzado se reportó en Concepción, alcanzando un valor de IX. Otros registros de intensidades algo menores y más detallados han sido reportados por Astroza et al. (2010).


Según la descripción de la escala, con un sismo de intensidad IX se produce pánico general. "Las estructuras de albañilería mal proyectadas o mal construidas se destruyen. Las estructuras corrientes de albañilería bien construidas se dañan y a veces se derrumban totalmente. Las estructuras de albañilería bien proyectadas y bien construidas se dañan seriamente. Los cimientos se dañan. Las estructuras de madera son removidas de sus cimientos. Sufren daños considerables los depósitos de agua, gas, etc. Se quiebran las tuberías (cañerías) subterráneas. Aparecen grietas aún en suelos secos. En las regiones aluviales, pequeñas cantidades de lodo y arena son expelidas del suelo".
Como una comparación, el sismo de Chillán de 1939 fue catalogado como intensidad X en la escala de Mercalli. Según reportes oficiales, el 50% de las construcciones existentes en Chillán colapsaron y unas 5.650 personas fallecieron, aun cuando la prensa contabilizó unos 30.000 (Villavicencio, 2010). Las construcciones de esa época eran principalmente de albañilería sin confinar, madera y adobe, lo que explica el alto porcentaje de estructuras destruidas. Por otro lado, el sismo del 21 de mayo de 1960 sigue siendo el más grande de la historia medido instrumentalmente. Alcanzó una magnitud momento 9.5 y una intensidad VIII en Concepción. Aun cuando la intensidad en Valdivia alcanzó los XI grados. En Concepción y Talcahuano se estimó en más de 10.500 las viviendas destruidas. El puente carretero sobre el río Bío Bío se destruyó en tres partes, especialmente en la zona aledaña a Concepción, donde se derrumbó un tramo de 45 m (Steinbrugge y Flores, 1963; Villavicencio, 2010).
Los dos sismos anteriormente mencionados, más el de 1985 ocurrido en Santiago y Valparaíso, son de gran importancia para el estudio de la ingeniería antisísmica. El sismo de Chillán de 1939 demostró la ineficacia de las albañilerías sin armar para resistir los esfuerzos sísmicos y las bondades de la albañilería confinada. Del mismo modo, el evento de 1960 señaló la considerable importancia que tiene la Mecánica de Suelos y su consideración en los proyectos de ingeniería. De este modo, La Ley de Ordenanza General de Construcciones y Urbanización, vigente desde 1931, fue modificada. Además, en 1972 entró en vigencia la primera Norma Chilena para el cálculo sísmico de edificios NCh 433, la que fue modificada en el año 1996 tras la incorporación de información del terremoto de 1985 (Flores 1998). Por lo tanto, es muy probable que nuevas modificaciones sean implementadas en la norma NCh 433 cuando se analicen los datos obtenidos del sismo del 27 de febrero 2010. Sin embargo, la norma NCh 433 no es directamente aplicable al tipo de estructuración que tienen la mayoría de las iglesias.
Inspecciones realizadas
Iglesia La Pompeya
Esta iglesia está ubicada en la intersección de Lincoyán y San Martín en Concepción y consta de una estructura en base a muros de albañilería de 1 y 2 m de espesor aproximadamente con cerchas y pilares de madera y una techumbre de planchas metálicas (Figura 3). La fecha de construcción es de aproximadamente el año 1850, según antecedentes aportados por los sacerdotes de esta iglesia. Por lo tanto posterior al gran terremoto y tsunami ocurrido en Concepción en 1835. El año 1940 se hicieron trabajos de refuerzo de la estructura de la nave central en base a vigas de hormigón armado de una altura aproximada de 1 m que unieron los muros laterales en la parte central de la iglesia y el año 1960 se hicieron trabajos de refuerzo del frontón.

Efectos estructurales del megaterremoto de Chile

 

 

Un nuevo terremoto ocurrió en el norte Chile a las 20.46 hora local del martes 1 de abril de 2014, de magnitud 8,2 en la escala de Richter y de larga duración. Esta noticia sirve de nexo para analizar el megaterremoto que tuvo lugar en el 2010. En efecto, el Terremoto de Chile de 2010 fue un sismo ocurrido a las 03:34:08 hora local (UTC-3), del sábado 27 de febrero , que alcanzó una magnitud de 8,8 M_W. El epicentro se ubicó en el Mar chileno, frente a las localidades de Curanipey Cobquecura, cerca de 150 kilómetros al noroeste de Concepción y a 63 kilómetros al suroeste de Cauquenes, y a 30,1 kilómetros de profundidad bajo la corteza terrestre. El sismo tuvo una duración de 3 minutos 25 segundos, al menos en Santiago y en algunas zonas llegando a los 6 minutos. Fue percibido en gran parte del Cono Sur con diversas intensidades, en lugares como Buenos Aires y São Paulo por el oriente.  Las víctimas llegaron a un total de 525 fallecidos. Cerca de 500 mil viviendas están con daño severo y se estiman un total de 2 millones de damnificados, en la peor tragedia natural vivida en Chile desde 1960. El sismo es considerado como el segundo más fuerte en la historia del país y el sexto más fuerte registrado por la humanidad. Sólo es superado a nivel nacional por el cataclismo del terremoto de Valdivia de 1960, el de mayor intensidad registrado por el ser humano mediante sismómetros. El sismo chileno fue 31 veces más fuerte y liberó cerca de 178 veces más energía que el devastador terremoto de Haití ocurrido el mes anterior, y la energía liberada es cercana a 100.000 bombas atómicas como la liberada en Hiroshima en 1945.

Este terremoto causó graves daños en las edificaciones del centro del país.  Se ha visto en la práctica el funcionamiento sísmico del universo de edificaciones existentes en la zona, en todos sus sistemas de estructuración, materiales y usos. En lo que compete a la Ingeniería Estructural ha sido un tiempo de aprendizaje, de observación de los distintos tipos de fallas, del comportamiento variado de los materiales y también de los defectos constructivos. Ha generado la necesidad de confeccionar un catastro de las edificaciones, basándose en su daño estructural, estudiar edificios completamente colapsados, otros que han quedado con serios problemas estructurales y aquéllos que mediante reparaciones menores, podrán seguir siendo habitados. Las edificaciones que requieran ser demolidas, precisan la realización de proyectos de ingeniería, la disposición de importantes recursos económicos y técnicos, y medidas de seguridad extremas para salvaguardar a la población. Este escenario obliga a poner en ejercicio las diferentes técnicas de reparación, de acuerdo a los distintos materiales de construcción y sobre la base de las tecnologías existentes. El objetivo planteado ha sido darles nuevamente las características de resistencia que eviten su colapso ante nuevas solicitaciones sísmicas.

A continuación os paso un vídeo realizado por la Universidad Politécnica de Madrid donde Richard Leonardo Zapata Garrido explica este terremoto y sus consecuencias desde el punto de vista ingenieril. Espero que os guste y os sea útil. video

Estimación de La Vulnerabilidad Sísmica de una Edificación Indispensable Mediante Confiabilidad Estructural

En el presente trabajo se resumen los resultados de la evaluación de la vulnerabilidad sísmica (física) del sistema estructural de una edificación indispensable usando las técnicas de confiabilidad estructural. El proyecto de investigación se basó en recopilación de información existente (planos, memorias de cálculo, etc), estudios de patología, levantamiento estructural y la evaluación de amenaza sísmica local.   Para evaluar la capacidad a cortante de la estructura se realizó un análisis estático no lineal de “pushover” de tres(3) modelos estructurales del edificio, variando su rigidez en función de cien(100) datos del modulo de elasticidad y la resistencias a la compresión del concreto. El primer modelo es el original sin refuerzo, el segundo es rehabilitado con diagonales concéntricas de acero y el tercero consiste en un muro en concreto reforzado. La demanda se evaluó al realizar un análisis dinámico espectral de los tres(3) modelos estructurales. Variando la solicitación incluyendo en los modelos estructurales doce(12) espectros de respuesta con diferentes periodos de retorno y además su rigidez al cambiar su módulo de elasticidad. Mediante la comparación entre la resistencia a cortante de la edificación (tomado de las curvas de capacidad) y la demanda a cortante en los modelos producida por los efectos de los diferentes espectros de respuesta, se estimaron las probabilidades anuales de falla. Así mismo se calcularon las probabilidades anuales de falla, empleando el desplazamiento espectral en el punto de desempeño. De acuerdo con los resultados basados en confiabilidad se identificó un riesgo inminente y niveles de seguridad inadecuada de la estructura sin rehabilitar cuando es sometida a un evento sísmico. Por esta razón, se evaluó desde el punto de vista de la confiabilidad estructural, la alternativa de rehabilitación mediante muros de concreto reforzado y diagonales de acero. De esta manera se determinaron probabilidad anuales de falla menores para la estructura rehabilitada, que representa una disminución del riesgo. Además se realizó un análisis aproximado de beneficio – costo, procedimiento útil en el momento que se desee rehabilitar la edificación indispensable.

1.  ANTECEDENTES Y JUSTIFICACIÓN

El Congreso de la República de Colombia expidió una serie de leyes para que a las edificaciones cuyo uso se clasifique como indispensable y de atención a la comunidad, localizadas en zonas de amenaza sísmica alta e intermedia construidas con anterioridad al año 1998, se les evalúe su vulnerabilidad sísmica. Por esta razón en el año 2001 se llevó a cabo un estudio de vulnerabilidad sísmica estructural de las instalaciones de una edificación indispensable para lo cual se llevaron a cabo diferentes actividades que se describirán a continuación:

1.1 Recopilación de información existente y visitas técnicas de inspección

En esta etapa se recopiló la información disponible tal como planos estructurales y arquitectónicos, memorias de cálculo, estudios de suelos y diversos documentos técnicos de vital importancia para el estudio de vulnerabilidad estructural. Se realizaron visitas técnicas de inspección a las edificaciones donde se pudo establecer criterios básicos para el desarrollo del estudio. Adicionalmente en estas visitas técnicas se verificaron las dimensiones de los elementos principales de la estructura así como la ubicación y distribución del refuerzo de acero corroborando la información de los planos estructurales. Así mismo se ubicaron las zonas estratégicas para la ejecución de ensayos parcialmente destructivos y no destructivos para las evaluaciones de patología estructural. Para ello se llevaron a cabo auscultaciones con equipos de detección de refuerzo mediante técnicas no destructivas. Así mismo se verificó que el sistema estructural de la edificación corresponde a pórticos de concreto resistentes a momento con un sistema de entrepiso en sistema reticular celulado.

1.2  Evaluación patológica

Se adelantaron análisis de las características de los aceros de refuerzo y la resistencias de los concretos, por parte del Laboratorio de Resistencia de Materiales del Departamento de Ingeniería Civil. Se realizó un programa de investigación que minimizó la cantidad de núcleos a extraer y se complementaron esos resultados con Ensayos No- Destructivos. Se ensayaron en total 50 núcleos y se tomaron 188 lecturas de Velocidad del Pulso Ultrasónico.

1.3  Estudio de amenaza sísmica local

Con el fin de estimar la amenaza sísmica local se desarrolló una exhaustiva investigación de las características y propiedades del suelo de cimentación del edificio mediante la ejecución de cuatro (4) sondeos de alrededor de 15 m de profundidad. Con estos sondeos se verificó el perfil estratigráfico y las propiedades índices de las diferentes capas de suelo bajo la cimentación de la estructura. Se realizaron ensayos de laboratorio y de campo tales como triaxiales, "down hole" y "cross hole", con los cuales se determinaron las principales propiedades dinámicas del suelo (velocidad de onda de corte, variación del módulo de corte y del amortiguamiento en función de la deformación angular). A partir de esta caracterización y con base en modelaciones analíticas y en consideraciones probabilísticas, fue posible estimar, además de las propiedades mecánicas del suelo, la función de transferencia del estrato de suelo desde la roca hasta la superficie y el espectro de respuesta local a usar en la evaluación de la vulnerabilidad sísmica. Con base en esta información se evaluaron los doce(12) espectros de repuesta para el análisis mediante confiabilidad estructural, lo cual se expone en el numeral 2.3 del presente documento.

1.4  Evaluación de la vulnerabilidad sísmica estructural

Para llevar a cabo el estudio de la vulnerabilidad sísmica estructural, se decidió tomar como guía para el estudio el documento FEMA-310. Con base en esta referencia se elaboró una evaluación conceptual preliminar detectando los siguientes aspectos: deficiente detallado de refuerzo de las vigas y en los nudos, inadecuado traslapo en el refuerzo de columnas y vigas, demasiado espaciamiento de flejes en columnas, excentricidad en los nudos, placas delgadas, discontinuidad del diafragma, irregularidad en planta y edificios adyacentes (golpeteo). Como complemento a lo anterior se llevó a cabo una modelación analítica de las estructuras para poder realizar la evaluación y revisión del comportamiento sísmico y dinámico de la edificación indispensable. Se elaboraron diferentes modelos planos y tridimensionales en el programa SAP - 2000, los cuales se presentan en las Figura 1.1.  Mediante un análisis elástico lineal, se desarrollaron modelos espaciales conformados por elementos “frame” y shell.

Figura 1.1 Modelos estructurales de las edificaciones bajo estudio

Para el caso de los edificios con entrepiso en reticular celulado, se consideró la rigidez equivalente de las vigas, como una sección rectangular correspondiente a la suma de las viguetas que convergen al capitel más una zona rígida que proporciona el capitel aligerado. Con base en los modelos analíticos se estimaron los niveles de deriva en las edificaciones para las solicitaciones sísmicas. En la Figura 1.2 se presenta un resumen de las derivas encontradas, las cuales varían entre 1.0% y 3.0%, lo que indica que son estructuras en general flexibles y no cumplen con las recomendaciones de la Norma Colombiana (máximo 1 %). Lo anterior adquiere mayor importancia si se tiene en cuenta que los edificios con entrepisos en sistema reticular celulado pueden presentar fenómenos de punzonamiento cerca de los capiteles para derivas de entrepiso altas, tal como sucedió en diversos edificios de la ciudad de México en el año de 1985.  Por otro lado al analizar los índices de sobreesfuerzo en columnas y vigas se concluyó que la edificación es crítica principalmente por el alto número de fallas de tipo frágil que podrían generar un colapso parcial ante la ocurrencia de un evento sísmico. Se detectaron posibles fallas por cortante, flexión y compresión en las columnas así como por cortante y flexión en las vigas de acuerdo con las especificaciones del FEMA 310 –356 y la Norma Colombiana. En particular son preocupantes los altos niveles de esfuerzos cortantes encontrados en las estructuras con entrepiso en sistema reticular celulado tal como se mencionó anteriormente.

Figura 1.2 Resumen de las derivas de diferentes edificaciones