Comportamiento Edificios CA MODULO 1

COMPORTAMIENTO DE EDIFICIOS HORMIGÓN ARMADO SISMODE DEL 27 FEBRERO DE 2010

CAPÍTULO 8

Comportamiento de edificios de hormigón armado Leonardo Massone Fabian Rojas Departamento Ingeniería Civil, Facultad de Ciencias Físicas y Matemáticas, Matemáticas, Universidad de Chile

1. Introducción El área afectada por el terremoto del 27 de Febrero del 201 20100 incluyó las ciudades de Viña V iña del Mar, Santiago y Concepción, entre otras. Durante los últimos años esas ciudades presentaron un boom en construcción de edificios en altura, en especial edificios con fines habitacionales. Entre los años 1985 y 2009 se entregaron permisos de edificación para 1.939 edificios de 9 o más pisos en Chile, donde la mayoría correspondía a la Región Metropolitana (Comité Inmobiliario, CChC). Previo a ese período el número de edificios era bastante más modesto, y usualmente correspondían a edificaciones de hasta 15 pisos. Últimamente los edificios habitacionales han aumentado el número de pisos, llegando, comúnmente entre 20 y 25 pisos de altura. El diseño sismorresistente de estructuras está regido en Chile por la norma NCh433.Of1996 NCh433.Of1996 (INN, 1996) para edificios. Esta norma exigía hasta el año 2008, utilizar los criterios del ACI31895 (ACI, 1995) con algunas excepciones para el diseño estructural de edificios hormigón armado (HA). Una de las excepciones era el requerimiento de elementos especiales de borde UNIVERSIDAD DE CHILE

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SISMO DEL 27 FEBRERO DE 2010

en muros de hormigón armado. En el año 2008, con la aparición de la norma NCh430.Of2008 (INN, 2008), el diseño de edificios de hormigón armado se basó en esta nueva norma. Esta norma, que referencia el diseño de estructuras de Hormigón Armado a la norma ACI318-05 (ACI, 2005), incluye los requerimientos de detallamiento para elementos de borde de muros e indica cómo determinar el desplazamiento de techo del edificio necesario para estimar el nivel de confinamiento requerido en los elementos especiales de borde. La NCh430.Of2008 (INN, 2008) también consideraba otros aspectos como recubrimiento que diferían del ACI 318-05. Posterior al terremoto del 2010, una norma de emergencia, DS 118, para el diseño de edificios de hormigón armado se promulgó donde se incorporaron disposiciones que intentan disminuir la presencia de algunas de las fallas observadas a consecuencia del terremoto ante nuevos eventos sísmicos. El diseño de edificios de hormigón armado en Chile ha evolucionado manteniendo alguna de las características de los edificios más antiguos. Previo al terremoto del 3 de marzo de 1985 con epicentro cercano a la ciudad de Viña del Mar, las estructuraciones de edificios habitacionales tenían un gran área de muros, con razones entre el área de los muros en cada dirección de análisis del edificio respecto del área de planta de aproximadamente 3%, con espesores de muros usualmente entre 20 y 30 cm, donde este último era el más preponderante (Wood et al., 1987). Actualmente, los edificios habitacionales, siguen siendo estructurados en base a muros, manteniendo las relaciones de área de muro y de planta cercanas al 3% (Calderón, 2007), sin embargo, el número de pisos ha aumentado y comúnmente los espesores de muros se han mantenido o disminuido en algunos casos. Esto ha significado un aumento importante en los niveles de carga axial que presentaron las estructuras para el terremoto del 2010. Otra característica que se ha mantenido relativamente constante en los edificios de hormigón es la relación de la altura total versus el período analítico predominante del edificio con valores característicos para Chile de entre 40 a 70 m/s (Guendelman et al. 1997), donde un valor bajo de esta relación indicaría un edificio flexible mientras que un valor superior indicaría un edificio más rígido. Sin embargo, un cambio con respecto a edificios antiguos de muros de hormigón armado es la eliminación de los dinteles como elementos de acople entre muros ubicados en el área de pasillos. Las losas son los elementos que han pasado a cumplir el rol de los dinteles en las nuevas estructuraciones.

Figura 1.1. Planta Piso tipo de un edificio habitacional de HA.

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FACULTAD DE CIENCIAS FÍSICAS Y MATEMÁTICAS

COMPORTAMIENTO DE EDIFICIOS DE HORMIGÓN ARMADO

La tipología estructural es otro aspecto importante a mencionar en estructuraciones de edificios habitacionales. Considerando el gran número de muros que presenta la estructuración de edificios, muchos de ellos son utilizados como separadores de ambientes cumpliendo ambos objetivos. Esto, sin embargo, se traduce en que algunos de ellos deben mantener la distribución que busca crear la arquitectura del edificio, forzando a los muros a tener geometrías complejas (Figura 1.1). Estos muros están conectados entre sí por medio de losas, de espesores cercanos a 15 o 20 cm, y en algunos casos por vigas. Estas geometrías en planta también sufren variaciones en altura. En los pisos superiores algunos elementos estructurales disminuyen de sección o se descontinúan, ya que no son necesario para resistir la carga sísmica, mientras que en los pisos inferiores, en algunos casos, también se observan discontinuidades o cambios de sección transversal, comúnmente asociados a espacios destinados a estacionamientos a nivel de primer piso o subterráneos, que producen los muros usualmente llamados “muros banderas” (Figura 2.1).

2. Daños en edificios de hormigón armado Distintos tipos de fallas se observaron en los centros más poblados de la zona centro-sur del país, repitiéndose en algunos casos similares patrones de falla. Una de las fallas comunes que varios edificios presentaron son daños en muros de hormigón armado al nivel del primer piso o el primer subterráneo, donde habitualmente se ubican los estacionamientos. En estos niveles la configuración estructural en muchos casos presenta un corredor central con muros longitudinales en los costados conectados a muros transversales, los cuales forman un muro en T (Figura 2.1). En otros casos, este muro transversal no está directamente conectado al muro longitudinal formando un muro rectangular. La falla observada en los muros de estas estructuraciones consiste en una grieta horizontal propagada a lo largo del alma del muro que cubría una franja de aproximadamente 40 cm de alto. Comúnmente, la mayor parte del daño se concentra en el extremo del alma del muro y disminuye hacia el ala, en el caso de muros en T. Esta falla se repitió en gran parte de los ejes resistentes de estos edificios en la dirección más corta. La falla se presenta en la Figura 2.2.

MURO TRANSVERSAL

L A R T N E C O L L I S A L P A N I D U T I G N O L O R U M

PLANTA PISO TIPO

4º PISO O I C I S F A I G D E E D E O D B R O B

S O Ñ A D

S O T N E I M A N O I C A T S E

3º PISO 2º PISO

1º PISO

1º SUBTERRÁNEO

PLANTA PRIMER PISO O SUBTERRÁNEO

MURO TRANSVERSAL

Figura 2 .1. Planta tipo (simplificada) de edificio habitacional de HA. y esquema de muro Bandera.

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Según se observa en la Figura 2.2, el daño más severo se presenta en la cabeza del muro, donde termina el alma del muro T (o en el extremo del muro rectangular), ya que en ese extremo se alcanzan las mayores deformaciones de compresión producto de las cargas de flexión y compresión. Estas deformaciones propiciaron la pérdida de recubrimiento, dejando las barras longitudinales expuestas, las que ante ciclos de tracción y compresión, producto de la alternancia de la acción sísmica, y la poca restricción que entregaba la armadura transversal, se pandearon y degradaron aún más la capacidad del elemento. La armadura transversal no presentaba anclaje dentro del núcleo de hormigón, sino que uno o dos dobleces en 90 º en el extremo del muro, el que se abrió luego que el recubrimiento se había perdido. Estas barras, comúnmente de diámetro 8 o 10 mm y separación cercana a los 20 cm, cubrían el largo del muro y no presentaban otro anclaje o terminación especial más que el doblez del extremo, pasando por fuera de las barras longitudinales de borde y la armadura vertical distribuida. La poca rigidez que estas barras presentaban ante desplazamientos de las barras longitudinales fuera del plano, no impidieron que las barras longitudinales se pandearan. El pandeo de las barras longitudinales ocurrió en muchos casos entre varias barras transversales (3 o 4, ver Figura 2.3). En algunos casos, las barras verticales distribuidas también presentaron pandeo, las que tenían dimensiones y separaciones similares a la armadura transversal. En este caso, la zona (distancia vertical) donde se perdió el recubrimiento tendía a ser menor, y puesto que parte de las barras transversales no estaban expuestas, la armadura longitudinal distribuida tendía a presentar pandeo entre 2 barras transversales consecutivas (Figura 2.3a y 2.3d). A

C

B

D

Figura 2.2. Daño observado en muros de hormigón armado por flexo-compresión.

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A

B

C

D

E

Figura 2.3. Pandeo de Armadura en muro de hormigón armado por flexo-compresión.

Ciclos de grandes deformaciones en las barras longitudinales de borde pandeadas (Figura 2.4a) generaron un daño progresivo, fracturándose en algunos casos (Figura 2.4b), sin presentar reducción de la sección transversal del refuerzo, sino más bien parecido a haber sido cortadas perpendicular al eje longitudinal. Esto indica que la falla ocurrió por fatiga para, probablemente, un número reducido de ciclos y no por tracción directa. El hormigón presente dentro del refuerzo transversal tampoco mantuvo su integridad. En muchos casos las grandes deformaciones hicieron fallar el hormigón por compresión, el que en varias ocasiones terminó desplazado p erdiendo completa continuidad de este material en la zona dañada de muros. En algunos casos, se puede incluso apreciar (Figura 2.2c) una falla en cuña en la parte superior e inferior del daño, similar a lo que se puede observar en ensayos de compresión de cilindros de hormigón simple. Esta falla se presentó en bordes de muros sin detalle de confinamiento especial y de bajos espesores (alrededor de 20 cm). Los pasillos o corredores formados por muros longitudinales en T conectados por losa, solicitados por el sismo, generaron importantes demandas de deformaciones en el elemento de acople. La losa de acople, comúnmente con refuerzo adicional de armadura longitudinal, presentó descascaramiento en la zona de compresión (Figura 2.5). Considerando que estas losas tienen un espesor menor (alrededor de 15 cm), baja cuantía de refuerzo y anchos de pasillo cercanos a los 1.5 m, el grado de acoplamiento que estas entregaron podría ser bajo, permitiendo por un lado disipar energía, sin disminuir considerablemente la capacidad de deformación de techo del edificio. En el caso de muros T separados por pasillos y que se enfrentan por el ala, el grado de acoplamiento podría ser mayor, ya que la losa sólo s e puede deformar por flexión en una dirección entre las alas. En el caso de muros rectangulares, esta losa UNIVERSIDAD DE CHILE

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A

B

Figura 2.4. Pandeo y fractura de refuerzo longitudinal en borde de muros.

A

B

Figura 2.5. Losa de acople.

también se puede deformar alrededor del muro, aumentado la distancia entre sus extremos y por ende haciendo más flexible su respuesta. La presencia de este tipo de daño sugiere que las losas desarrollaron su capacidad en flexión en la mayoría de los niveles del edificio. Aunque la flexión se desarrolló mayoritariamente paralela a la dirección del pasillo, las líneas de falla muestran (ej., Figura 2.5) una distorsión hacia las aberturas, como puertas, que comúnmente corresponden a las separaciones entre dos muros contiguos. La falla de flexo-compresión observada en muros, como se mencionó, ocurrió en muros delgados, comúnmente con espesores cercanos a 20 centímetros. En algunos casos, este tipo de falla también vino acompañado de un pandeo global del muro (Figura 2.6). Los importantes niveles de carga axial hicieron que en los pisos más solicitados, como primer piso o primer subterráneo, se creara una inestabilidad lateral del muro ocasionando pandeo fuera de su plano entre la losa del piso superior y la losa o fundación inferior. La inestabilidad no puede explicarse como un pandeo elástico fuera del plano por compresión directa, sino que más bien es la respuesta del mismo muro la que pudo haber favorecido este comportamiento. Ante ciclos importantes de movimientos producto del terremoto, la armadura longitudinal pudo haber fluido en tracción, la que ante una recarga en compresión con la sección transversal aún sin haber cerrado completamente la grieta de tracción, genera un plano más débil ante un potencial pandeo fuera del plano. Es en esta situación que este modo de falla es más factible de ocurrir. 6



A

B

C

Figura 2.6. Falla por pandeo global.

Otro tipo de falla que se observó en edificios de hormigón armado, fue la generada por corte, que se presentó tanto en fachadas, producto de perforaciones en muros (Figura 2.7a), como en elementos de acoplamiento en muros (Figura 2.7b). Estos elementos presentaban relaciones de aspecto (entre ancho y largo) entre 1 y 2, lo que los hace más propensos a presentar fallas o daños asociados al corte. Estos elementos estaban comúnmente reforzados con armadura longitudinal y estribos transversales. Las fallas, obser vadas primeramente como fisuras diagonales en ambas direcciones, en algunos casos resultaron en espesores de fisura importante, y falla del elemento portante (puntal) diagonal entre fisuras por compresión. En uno de los edificios que presentaba esta fachada perforada, algunos de estos elementos verticales o machones colapsaron, no siendo capaces de mantener la carga axial, originando un colapso parcial del piso. Las fallas de corte en elementos de acople, también se observaron en estructuraciones de edificios habitaciones con acople de muros de pasillo por medio de dinteles (Figura 2.7c). En estos casos, al igual que en el caso de fachadas, las vigas de acople tenían refuerzo tradicional y relaciones de aspecto bajas, y se utilizaban como conexión entre la abertura de la puerta y la losa superior. Otros elementos que presentaron fallas de corte similares con agrietamiento diagonal, son machones o columnas cortas que se forman por aberturas, comúnmente de ventanas o puertas. En estos casos, las fachadas no presentaban un patrón de aberturas, sino más bien aberturas aisladas con relaciones de aspecto bajas (ej., relación aprox. de 1 en la Figura 2.7d). Existe evidencia de que el movimiento del suelo afectó a las estructuras. Deslizamiento lateral del terreno y asentamiento puede observarse en algunas estructuras en la zona de Concepción. En la Figura 2.8b y 2.8c se pueden ver movimientos del suelo en el muro de cierre de un complejo de departamentos (2.8b), y deslizamiento de suelo que causó la rotura de ducto de albañilería (2.8c). Uno de los edificios de la zona también presentó daño en sus balcones (2.8a), debido posiblemente a la componente vertical de aceleraciones. La norma chilena actualmente no tiene ningún requerimiento para controlar irregularidades o cambio de rigidez a través de la altura del edificio, lo cual da la libertad a los arquitectos de realizar diferentes estructuraciones, formas de edificios y cambios drásticos de rigidez entre pisos. Estas irregularidades tienden a generar concentraciones de esfuerzos (y deformaciones) en la zona de la irregularidad, de tal forma que necesitan ser analizadas y detalladas UNIVERSIDAD DE CHILE

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Figura 2.7. �A� Fachada con

perforaciones. �B� Dinteles de acople. (C) Dinteles en pasillo. (D) Aberturas (columnas cortas).

con especial atención debido a que son puntos críticos, que pueden sufrir daños significativos durante terremotos. Durante el terremoto se observaron daños debido a concentraciones de esfuerzos por irregularidades en diferentes edificios. La reducción de la planta del edificio entre niveles, comúnmente observadas en edificios chilenos, puede producir zonas de congestión de acero y esfuerzos, donde un detallamiento o estudio de los niveles de esfuerzos inadecuado pueden traducirse en daños por corte o compresión y deterioro de la resistencia de los elementos en la zona irregular (Figura 2.9). Otro tipo de irregularidad que produjo daños en edificios de hormigón armado es el cambio de estructuración de un piso a otro para acomodar cambios de puertas u otras instalaciones debido a requerimientos arquitectónicos. Estos tipos de cierres abruptos produjeron diferentes tipos de falla por corte o compresión. En la Figura 2.10 se observan fallas de corte debido a la aparición de nuevos elementos resistentes. La Figura 2.10b muestra la aparición de una columna corta que falla por corte debido a la reducida cuantía de acero horizontal del elemento, y en la Figura 2.10a la incorporación de puertas a nivel de primer piso crea vigas cortas que no pudieron resistir la demanda sísmica y fallaron a corte. La Figura 2.11 es un ejemplo de cambio de estructuración a nivel de primer piso para acomodar los cambios entre los pisos superiores y el nivel de entrada o hall del edificio. Estos cierres repentinos producen topes o discontinuidades en los muros los cuales gener an esfuerzos 8



A

20 cm aprox.

B

C Figura 2.8. Efectos del suelo en la respuesta de edificios.

B

A

C

Figura 2.9. Daño por Irregularidades por Reducción de la Planta del Edificio.

A

B

Figura 2.10. Irregularidades por razones de Arquitectura.


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(d)

(b) (c)

Compresión

A

Fisura

B

C

D

Figura 2.11. Irregularidades a nivel del primer piso.

de corte o compresión grandes en las zonas de la irregularidad. La Figura 2.11a muestra una elevación de un edificio con daños por irregularidades. Las zonas cercanas a los ejes 9, y 28, marcados con círculos corresponden a los daños observados en las Figuras 2.11b a 2.11d, respectivamente. Estas zonas presentan típicamente daños por compresión en la zona de tope o corte en el muro que presenta la discontinuidad. Daños en la conexión viga-columna fueron observados en algunos edificios durante el terremoto, comúnmente en la conexión o al inicio de la viga. Los daños en las conexiones se caracterizaron por una pérdida de recubrimiento del hormigón de la conexión y fallas por corte. En algunos casos, se observó también problemas constructivos, como por ejemplo, refuerzos horizontales que se encontraban al exterior de los estribos o falta de detallamiento en las conexiones (Figura 2.12). Las fallas también se produjeron al inicio de la viga, como se observa en la Figura 2.13, debido a detallamiento simple del refuerzo y amplios espaciamientos entre los estribos, los cuales no son capaces de mantener confinado el hormigón en la viga y resultando en deterioro severo de la integridad de la viga y la capacidad resistente del elemento. Otro tipo de daño observado es debido al desalineamiento o desfase entre el eje de la viga y la columna, lo cual produce un flujo de corte que la interfaz entre los dos elementos no es capaz de absorber, generando un deterioro severo de la conexión (Figura 2.14). No sólo las conexiones entre vigas y columnas sufrieron daños, sino que también las conexiones entre viga y muros, producidos por detallamiento simple de los estribos, configuraciones inadecuadas de los refuerzos horizontales y verticales, o en otros casos problemas de ejecución de la conexión durante la etapa de construcción (Figura 2.15). El choque entre estructuras de hormigón armado debido a separación insuficiente entre estas no produjo importantes o significativos daños a la capacidad estructural de la estructura. Sin embargo, en algunos casos produjo daños extensos al revestimiento de la fachada. 10



B

A

C

Figura 2 .12. Daño en conexión de viga y columnas.

B

A

C

Figura 2.13. Daño en vigas y columnas.

A

B

C Figura 2 .14. Daño por desfase del eje de la viga con el eje de la columna.


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B

A

C

Figura 2.15. Falla en conexiones de vigas y muros.

La norma chilena (Nch433.Of96) contempla requerimientos de separación entre estructuras estipulados en su punto 5.10, donde se indica en parte que: “la distancia de un edificio al plano medianero en cualquier nivel no debe ser inferior a R*/3 veces el desplazamiento a ese nivel calculado con los métodos de análisis establecidos en los párrafos 6.2 y 6.3, ni a un dos por mil de la altura del mismo nivel ni a 1,5 cm. Se exceptúan los edificios colindantes con un predio de uso público no destinado a ser edificado.” , donde R*, es el factor de reducción de la aceleración espectral. Los

daños por choque entre estructuras se pueden dividir entre edificios contiguos diseñados independientes el uno del otro (Figura 2.16a), o entre estructuras de un edificio, las cuales por razones estructurales, fueron dilatadas unas de las otras (Figura 2.16b). Como se observa en la Figura 2.16, estos daños en la fachada involucran el recubrimiento del hormigón, lo que no produce una reducción importante en la rigidez o capacidad de los elementos estructurales. 2.1 Edificios parcialmente colapsados

Dos edificios, Don Tristán y Don Luis, en la zona sur de la ciudad de Santiago, ubicados a unas cuadras el uno del otro, sufrieron colapso parcial. En el edificio Don Tristán, los daños observados indican que el deterioro se produjo principalmente por la falla de los elementos estructurales al nivel del primer piso del edificio, en la dirección débil o transversal. Una vez que algunos de los elementos verticales perdieron su capacidad resistente, se produjo el descenso de esta zona de la estructura arrastrando al resto de la estructura, propagando los daños sobre el edificio y el resto de los elementos que no fueron capaces de resistir la demanda, resultando en un colapso parcial de la estructura (Figura 2.1.1). En el otro caso, en el edificio Don Luis, se produjo un daño similar, pero con un colapso menor al observado en el edificio Don Tristán. Los daños se produjeron por el colapso de las columnas y muros en el primer piso, donde se observan detallamientos simples de armaduras 12



A

B

C

Figura 2.16. Choque entre estructuras. �A� Edificios contiguos. �B,C� Edificios dilatados.

y amplios espaciamientos entre los estribos de las columnas y en los refuerzos horizontales en los muros (Figura 2.1.2). 2.2 Edificio colapsado

El edificio Alto Río, fue una de las únicas estructuras que colapsó durante el terremoto magnitud Mw 8.8 ocurrido el 27 de Febrero de 2010 en Chile. Esta estructura es un edificio de 15 pisos con dos subterráneos y presenta un sistema resistente en base a muros de hormigón armado. El edificio Alto Río es regular a través de toda la altura con excepción de la reducción paulatina de la planta del edificio en los últimos pisos, y la reestructuración en el primer nivel del edificio para acomodar locales comerciales. Ocho personas fallecieron durante el colapso de la estructura, el cual se produjo en la dirección transversal menor del edificio, a nivel del primer piso con fallas en los muros que muestran deslizamiento en empalmes de barras longitudinales, así como corte de estas barras en otras zonas, generando una discontinuidad del primer nivel (Figura 2.2.1).

3. Modificaciones a las normas de diseño posterior al terremoto del 2010 Los daños observados producto del terremoto, así como información recopilada de registros de aceleración, llevaron a la comunidad de ingeniería civil chilena a plantear cambios a las normas existentes, tanto de diseño de hormigón armado (NCh430.Of2008) como de diseño sísmico de edificios (NCh433.Of96). Las modificaciones en esta segunda norma, se enfocaban principalmente a entregar tanto nuevos espectros de diseño, como una modificación de la forma de clasificación del suelo, los que se vieron en una primera etapa reflejados en el decreto D.S. Nº117 del 25 de Febrero del 2011. Actualmente, este decreto ha sido sucedido por el decreto D.S. N° 61 del 13 de Diciembre del 2011. Respecto de las modificaciones de la norma de diseño de hormigón armado, ésta se centró en los requerimientos necesarios para obtener un comportamiento adecuado de muros de hormigón armado, publicándose el decreto de emergencia D.S. Nº118 el 25 de Febrero del 2011. Este decreto, que toma como base el ACI318-08, similarmente como lo hacía la norma UNIVERSIDAD DE CHILE

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A

B

D

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Figura 2.1.1. Colapso parcial edificio Don Tristán.

B

A

C Figura 2.1.2. Colapso parcial Edificio Don Luis.

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D



A

B

D

C

E

Figura 2.2.1. Colapso Edificio Alto Río.

NCh430.Of2008, con la versión del 2005 del ACI318 (ACI318-05), incorporaba requerimientos adicionales donde uno de los puntos principales abordaba la poca ductilidad observada en muros, restringiendo, indirectamente la carga axial permitida en muros. De esta forma, se exigía que los muros fueran controlados por tracción, es decir, la barra de refuerzo longitudinal extrema en tracción debe alcanzar al menos un nivel de deformación unitaria de 0.004, al alcanzarse un nivel de deformaciones unitarias de compresión de 0.003 en la fibra de hormigón más comprimida del muro. No cumplir con este requisito podría estar relacionado con grandes cuantías de armadura longitudinal en tracción (por ejemplo en el ala de muros en T), o grandes niveles de carga axial, entre otros, lo que se podría solucionar, por ejemplo, aumentando el espesor de los muros. Esta consideración, en conjunto con algunos otros requeUNIVERSIDAD DE CHILE

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rimientos, fue modificada manteniendo la intensión de mejorar la capacidad de deformación de los muros. En efecto, el Decreto D.S. Nº118 fue posteriormente modificado por el decreto D.S. Nº60 del 13 de diciembre del 2011. En este nuevo decreto se mantienen una serie de disposiciones del decreto anterior, donde una de las principales modificaciones corresponden a la limitación de carga axial. En este caso se permite el uso de anchos colaborantes, como lo estipula el ACI 318-08, para definir las secciones transversales de muros a ser estudiados. Se considera una limitación, ante todo evento, de no sobrepasar un nivel de carga axial mayorado de 0.35f’cAg, es decir, se limita la carga axial al 35% de la capacidad del hormigón en compresión de la sección transversal del muro. Adicionalmente, y considerando que esta limitación podría no ser adecuada para secciones asimétricas, que pueden presentar falla de compresión prematuras, se optó por requerir una limitación al daño en muros por flexo-compresión. Basado en el modelo simple de rótula plástica que implícitamente incorpora el ACI 318-08 para la estimación de requerimiento de confinamiento, se exige para muros esbeltos (h/l ≥3) que al momento de alcanzar el desplazamiento de diseño del edificio (du) no se sobrepase un nivel de deformaciones unitarias de compresión en la fibra más comprimida de hormigón de 0.008. Esta deformación se estima como,

donde c corresponde a la profundidad de la línea neutra, Ht la altura del edificio a la sección crítica, y lw el largo del muro. Alternativamente, se permite incorporar la capacidad de deformación elástica del muro, para así reducir el requerimiento de desplazamiento inelástico. En ambos casos, se asume que existe una potencial rótula plástica, donde se concentrarán las deformaciones inelásticas, y por ende, los requerimientos de detallamiento especial para el borde del muro se centran en esta zona. Considerando que al sobrepasar el límite de deformación unitaria de compresión de 0.003, el muro debe incorporar un detallamiento especial en sus bordes, la consideración del 0.008 intenta limitar el daño potencial que puedan sufrir estos elementos estructurales. De esta forma, al igual que con la norma previa, esta limitación restringe los niveles de carga axial en los muros, pero en este caso, asociado a un nivel de daño. Esto significa que la limitación es dependiente de la demanda de desplazamiento esperada par a el muro. Así, edificios en zonas sísmicas más cercanas al borde costero y en suelos de peor calidad, las demandas esperadas serán más altas, y por ende, la restricción al nivel de carga axial más exigente. En los casos que se requiera confinamiento, el espesor de muro debe ser de al menos 300 mm, y el largo confinado no puede ser menor que el ancho del muro en la zona confinada para asegurar un adecuado confinamiento de la armadura transversal. En este mismo sentido, y para además asegurar un mejor hormigonado, se incorporaron limitaciones a las dimensiones tanto de la armadura longitudinal como de la transversal en elementos de borde de muro, como así la separación de barras verticales. Adicionalmente, tanto los estribos como trabas deben tener sus extremos doblados con un ángulo mayor o igual a 135 grados. Respecto de los requerimientos de confinamiento, se mantiene lo estipulado por el ACI31808, sin embargo, deja de considerarse una demanda de deriva mínima de 0.007 en los muros para estimar si se requiere confinamiento, al igual que el requerimiento de confinar sobre un largo c”=c-0.1lw, ya que este asume una demanda de deriva mínima de 0.015, manteniéndose 16



lo estimado según la demanda de desplazamiento. En los casos que no se requiera confinamiento, pero que tenga una cuantía de armadura longitudinal mayor a 2.8/fy, y se espere que esta armadura pueda fluir, se limita, al igual que en columnas, el espaciamiento de la armadura transversal a 6db, con db el diámetro de la armadura longitudinal, además de no sobrepasar los 200 mm. De esta manera, por ejemplo, en secciones asimétricas como muros T donde las deformaciones de compresión no superen el 0.003, requieren tener restricción al pandeo, ya que estas barras no necesitan alcanzar deformaciones de compresión importantes, luego de superar la fluencia en tracción, para pandearse ante ciclos de carga. Incluso, podrían pandearse estando aún alargadas, es decir, con deformaciones de tracción, pero sujetas a esfuerzos de compresión. Algunos muros, más allá de presentar pérdida de recubrimiento y pandeo de barras longitudinales, sufrieron un pandeo global dado los bajos espesores de muros. Para recalcar esta situación se pide hacer un análisis de estabilidad a muros con espesores inferiores a lu/16, con lu el largo libre (no apoyado) del muro. La falla de empalmes en armadura longitudinal en muros se obser vó en varios casos. Considerando la necesidad de mantener la integridad de muros en el traspaso de carga a través de la armadura longitudinal, en especial en el núcleo confinado de la sección crítica, cuando la cuantía de armadura longitudinal supere el valor 2.8/fy o tenga bajo recubrimiento, se incluyó un requerimiento a la armadura transversal para que sea capaz de transmitir los esfuerzos entre las barras que se traslapan. En este caso se requiere que la fuerza generada p or los estribos en la zona de traslape permita al menos equilibrar las fuerzas transmitidas al hormigón (con resultante inclinada en 45 grados respecto de la barra longitudinal) desde la barra longitudinal en tracción.

4. Conclusiones El terremoto del 27 de Febrero de 2010 en Chile, generó una oportunidad única de estudiar el comportamiento de diferentes tipos de estructuras y validar las normas actuales de diseño ante la acción de severas y prolongadas cargas sísmicas. En particular, el comportamiento de estructuras y edificios de hormigón armado, ubicados en diferentes tipos de suelo en Chile, debido a la extensa zona de ruptura producida durante el terremoto en la zona de subducción. Diferentes tipos de daños fueron observados en los edificios de hormigón armados, sin embargo estos patrones de daños se mantuvieron constantes en las distintas ciudades afectadas por el terremoto, solo variando la intensidad de los daños dependiendo de la cercanía al epicentro del terremoto o algunos otros factores como efecto de sitios que intensificaron en algunos casos la demanda sísmica. Los principales tipos de daños observados en los componentes de las estructuras de hormigón armado se pueden clasificar en fallas por corte en vigas cortas y machones, falla por flexo-compresión en muros, fallas en irregularidades, fallas de corte o flexión en conexiones viga-columna y viga-muro. En los edificios en base a muros de hormigón armado, la falla más observada fue por flexocompresión. Esta se caracteriza por una grieta horizontal propagada a lo largo del alma del muro ubicada a nivel del primer piso o primer subterráneo. Esta grieta horizontal se produce por las elevadas deformaciones de tracción y compresión que una vez que se ha desprendido UNIVERSIDAD DE CHILE

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el recubrimiento del muro deja expuestas las barras longitudinales, las que ante ciclos de tracción y compresión, producto de la alternancia de la acción sísmica, y la poca restricción que entregaba la armadura transversal, se pandearon. Las ar maduras transversales no proporcionaron el debido confinamiento del núcleo de hormigón debido a la ausencia de trabas y al uso de uno o dos dobleces en 90º en el extremo del muro de estas barras. Los daños observados en las conexiones de viga-columna o viga-muro, fueron caracterizados por una falla de corte debido al detallamiento de los estribos o la ejecución constructiva de la conexión. Las irregularidades en edificios también provocaron daño producto de concentraciones elevadas de esfuerzos (deformaciones) debido a la perturbación del flujo de las cargas en la estructuras. Fallas por corte en vigas y columnas cortas fueron también observadas en diferentes estructuras debido a largos espaciamientos de los estrib os o detallamientos simples de estos componentes especiales. Considerando la extensión de la zona que fue afectada por el terremoto, sólo unos pocos edificios fueron severamente afectados y colapsaron. Los edificios dañados en su mayoría están siendo reparados o han sido reparados exitosamente, y solo los edificios parcialmente colapsados, colapsado o con grandes fallas estructurales serán demolidos. Los daños observados necesitan ser analizados y estudiados en profundidad para entender mejor las causas y los problemas que se produjeron en esos edificios para mejorar las normas de diseño, sin embargo, algunos cambios a la norma pueden y están siendo incorporados actualmente intentando resolver algunos de los daños ocurridos en los edificios de hor migón armado, hasta que se realicen mayores esfuerzos de investigación y estudios. Los cambios a las normas que están siendo incluidos tienen como objetivo proteger los muros de hormigón de las fallas frágiles de flexo-compresión observadas, mejorando el detallamiento de las cabezas de muro y limitando las demandas de compresión a las cuales son sometidos los muros a nivel del primer piso o subterráneo.

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Referencias – ACI (1995), ACI 318-95 Building Code Requirements for Structural Concrete, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI. – ACI (2005), ACI 318-05 Building Code Requirements for Structural Concrete, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI. – ACI (2008), ACI 318-08 Building Code Requirements for Structural Concrete, American Concrete Institute, Farmington Hills, MI. – Comité Inmobiliario, CChC, 2010. Comunicación basada en estadística del INE data, Instituto Nacional de Estadísticas, http://www.ine.cl/ – Calderón JA, 2007. Actualización De Tipologías Estructurales Usadas En Edificios De Hormigón Armado En Chile, Tesis de Ingeniero Civil, Universidad de Chile, 76 pp. – D.S. Nº 60 (2011), Reglamento que fija los requisitos de diseño y cálculo para el hormigón armado y deroga Decreto Nº 118, de 2010, Ministerio de Vivienda y Urbanismo. Diario Oficial del 13/12/2011. – D.S. Nº 61 (2011), Reglamento que fija el diseño sísmico de edificios y deroga Decreto Nº 117, de 2010, Ministerio de Vivienda y Urbanismo. Diario Oficial del 13/12/2011. – D.S. Nº 117 (2010), Reglamento que fija el diseño sísmico de edificios, Ministerio de V ivienda y Urbanismo. Diario Oficial del 25/02/2011. – D.S. Nº 118 (2010), Reglamento que fija los requisitos de diseño y cálculo para el Hor migón Armado y deroga Decreto Exento N° 395, (V. y U.), de 2008, Ministerio de Vivienda y Urbanismo. Diario Oficial del 25/02/2011. – Guendelman, T., Guendelman M., and Lindenberg, J., Perfil Bío-Sísmico de Edificios, VII Jornadas Chilenas de Sismología e Ingeniería Antisísmica y Primer Congreso Iberoamericano de Ingeniería Sísmica, La Serena, Chile,1997. – INN (1996), NCh433.Of1996. Diseño sísmico de edificios, Instituto Nacional de Normaliz ación, Santiago, Chile. – INN (2008), NCh430.Of2008. Hormigón armado – Requisitos de diseño y cálculo, Instituto Nacional de Normalización, Santiago, Chile. – Wood SL, Wight JK., Moehle JP, 1987. The 1985 Chile Earthquake, Observations on Earthquake Resistant Construction in Viña del Mar, Civil Engineering Studies, Structural Research Series No. 532, Universidad de Illinois, Urbana.


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Comportamiento Edificios CA MODULO 1

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