2.1 Fase de generación y toma de datos en el sitio.

Consistió en una evaluación estructural de las edificaciones afectadas, siguiendo una metodología propuesta por el Ministerio de Desarrollo Urbano y Vivienda - MIDUVI. Para ello, docentes y estudiantes de la Universidad Internacional del Ecuador - UIDE, realizamos una intensa capacitación y la correspondiente certificación como expertos evaluadores, posibilitando así nuestro ingreso a la zona de desastre para la evaluación correspondiente. El objetivo fue identificar el grado de afectación estructural y no estructural de las edificaciones y establecer de manera objetiva la posibilidad de ser habitadas. Se partió de una adaptación del método de evaluación visual de edificaciones frente a un evento sísmico ATC 20-1. Se contemplaron grados de afectación, desde fallas leves en mampostería hasta el colapso total de la edificación, incluyendo daños puntuales en elementos estructurales que podrían tornarse críticos en su estabilidad. Con este criterio se clasificaron estas edificaciones en tres grandes grupos: sitio seguro, sitio de uso restringido, o simplemente sitio inspeccionado.

Paralelamente a esta actividad, se hizo un análisis detallado de las edificaciones colapsadas. Se determinó la manera como fallaron las estructuras: su comportamiento mecánico, su respuesta al efecto de flexión y cortante, la rigidización de los nudos del pórtico, la estabilidad del suelo y la cimentación, etc.

Por otra parte, se tomaron datos del aspecto formal de los elementos: longitudes, áreas, alturas, sección transversal, cuantías de refuerzo, armaduras de acero, posible patología de materiales empleados, etc. Finalmente, se tomaron muestras representativas de elementos estructurales y materiales de construcción empleados, para posteriormente ser sometidos a ensayos mecánicos de laboratorio. Esta información acompañada de un amplio registro fotográfico, constituyó un insumo muy importante en la investigación.

2.2 Resultados de las pruebas de laboratorio y compilación de la información levantada en el sitio

2.2.1 Resultados de las pruebas de laboratorio

Las muestras para los ensayos fueron tomadas de una columna representativa de todas las que colapsaron en el sismo. De ella se extrajeron testigos de prueba cumpliendo la norma de ASTM 42, cuyas medidas estaban en los siguientes rangos: altura promedio de 144,51 mm; diámetro promedio de 69,63 mm; área promedio de 3 806,64 mm2; volumen de 414 118,83 mm3 y una masa promedio de 936,86 gr; que fueron sometidos a ensayos mecánicos y químicos requeridos para el análisis. En todos los casos se siguieron los protocolos establecidos por el laboratorio de resistencia de materiales y se cumplieron con las siguientes normas dependiendo del caso ASTM C39, ASTM C78, ASTM C496, ASTN C597, ASTN C 876, NTE INEN 109:2009, NTE INEN 294, técnicamente establecidas para cada ensayo realizado.

2.2.2 Características de las edificaciones

Se trata de viviendas aporticadas de hormigón armado, construidas en una o dos plantas de 2,80 m de altura. La estructura está conformada de manera reticular de pórticos continuos de dos vanos de frente por dos vanos de fondo que cubren luces de 4,00 m. Las paredes son de mampostería de ladrillo colocado de canto con espesor de 6 cm, el entrepiso es de madera, la cubierta es metálica tipo cercha triangular, a dos aguas, con planchas de zinc. En las viviendas de dos plantas, la planta baja se mantiene libre de mampostería (palafítica) y hace las veces de un galpón destinado a varios usos, la vivienda propiamente dicha está en la planta alta distribuida en un área de aproximadamente de 80,00 m2.

2.2.3 Características formales de los elementos

Las columnas tienen una altura piso-techo de 2,80 m, su sección transversal es de 20 cm x 20 cm. El refuerzo longitudinal es de 4 varillas de acero corrugadas de 10 mm de diámetro; el refuerzo transversal está formado por estribos rectangulares de varilla lisa de 4 mm de diámetro, colocados con una separación de 25 cm. El recubrimiento de protección de la armadura es de aproximadamente 2 cm.

Las vigas de manera general en las edificaciones observadas, poseen la misma distribución del acero de refuerzo que las columnas. Su sección transversal es de 20 cm de base x 12 cm de altura, y cubren luces de 4,00 m entre columnas. Cabe destacar que la armadura de acero tiene indicios de corrosión.Figura 2

3.1 Materiales: características, resistencias, patologías

Se lo hace por comparación con lo que establece la Norma Ecuatoriana de la Construcción NEC-SE-HM: ESTRUCTURAS DE HORMIGÓN ARMADO y NEC-SE-VIVIENDA

3.1.1 Características del hormigón

La resistencia a la compresión del hormigón es la propiedad fundamental que le permite cumplir con su trabajo mecánico dentro de las estructuras.

Respecto de la resistencia del hormigón, la norma (NEC-SE-HM.3.3.1.a.), manifiesta “Se usarán los siguientes valores de resistencia especificada a la compresión: valor mínimo para el hormigón normal: f´c= 21 MPa”

El elemento ensayado no cumple con esta norma, su resistencia a la compresión f’c = 16,63 MPa, está por debajo de este mínimo requerido.

Además, si a su baja resistencia se le añade su baja densidad: 2,26 gr/cm3, quedaría ubicado en el límite de la clasificación de hormigón ligero o liviano; el mismo que por sus características físicas y mecánicas no es apropiado para conformar elementos estructurales, sino que se lo aprovecha más eficientemente en la construcción de paredes, paneles, muros divisores de ambientes, etc. “El concreto ligero tiene mejor resistencia contra el fuego y propiedades aislantes, acústicas y térmicas que el concreto normal y proporciona economía en los elementos estructurales y requiere menos cimentación por la disminución de las cargas muertas”. (^{Merrit, 1992}).

La resistencia a la tracción (o tensión) del hormigón es sumamente baja, en el cálculo estructural su valor es asumido como nulo.

Así mismo, su determinación no se obtiene aplicando tensión directa sobre el material, sino que se lo hace de manera indirecta a través del esfuerzo de tensión por compresión diametral, o por medio de un ensayo de flexión que determine su módulo de rotura.

Del ensayo indirecto por compresión diametral, se establece que la resistencia a la tensión es de 1,70 MPa., que prácticamente constituye el 10% de la resistencia a la compresión: “generalmente el valor de la capacidad a la tensión se encuentra alrededor del 9% de la capacidad a la compresión en concreto de peso y resistencia normal” (^{Constructor civil, 2011}). Este comportamiento tiene que ver sobre todo con el tipo, tamaño y volumen del agregado grueso empleado. Y en este caso permite de alguna manera corroborar el hecho de que los elementos estructurales que colapsaron en este evento sísmico, no muestran señales concretas de haber fallado debido a momento flector.

El Contenido de Cloruros, la Carbonatación y la Corrosión; son tres fenómenos que tienen su origen en el medio ambiente, siguen procesos químicos en su formación, deterioran el hormigón y propician la corrosión del acero. Las edificaciones costaneras son las más susceptibles a esta afectación.

Respecto al contenido de cloruros y la corrosión en el acero de refuerzo, se establece que: “Nivel crítico de concentración de cloruro (CC): La corrosión de la armadura se inicia una vez que la concentración de cloruros alcanza un nivel crítico en la superficie del acero. El valor de CC generalmente adoptado es 0.4% (en peso) respecto al contenido de cemento en el hormigón” (^{Vico et al. 2011})

En este caso, la resistencia a la compresión del hormigón se ubicó en 169,63 kg/cm2, que en la práctica corresponde a un contenido de cemento de 4 sacos de 50 kg en 1m3 de hormigón, es decir, un contenido de cemento de 200 kg/m3.

Si a este contenido de cemento lo relacionamos con el peso unitario del hormigón de 2,26 gr/cm3, se establece que el contenido de cemento en el hormigón es de 88 496 mg/kg. Tomándose el 0.4% de referencia se obtiene 354 mg/kg.

El resultado de la prueba de laboratorio muestra una concentración de Cloruros <500.0 mg/kg. Es decir, se encuentra en el nivel crítico que induce a la corrosión de la armadura de acero.

El desgaste en el hormigón provocado por su avanzado grado de carbonatación, propicia condición favorable para que los cloruros penetren hasta las varillas de acero y provoquen corrosión. “La alcalinidad natural del cemento (PH cerca de 12) asegura la protección frente a la corrosión de las armaduras de acero que se encuentran en el hormigón armado. Algunos componentes del medio ambiente, como el dióxido de carbono (contaminación), anhídrido sulfuroso (lluvia ácida), provocan la disminución de PH del hormigón (fenómeno que se conoce con el nombre de carbonatación del hormigón) y por lo tanto la pérdida de protección de las armaduras”. (^{Córdova, 2015})

Además, se establece que: “La pasivación y con ello la protección a la oxidación cesan cuando el valor del PH del hormigón disminuye o la película de protección es localmente destruida, por ejemplo, por cloruros”. (^{Weigler y Karl, 1974})

Relacionando este fenómeno con la baja resistencia del hormigón ensayado, se puede presumir que los materiales empleados constituyeron un factor adicional que facilitó este proceso. “La penetración del CO2 en el hormigón será tanto mayor cuanto más permeable sea éste, es decir, cuanto menor sea su contenido en cemento, arena y peor compactado esté”. (^{Fernández, 1977})

El ensayo de corrosión determinó, a través de un proceso electroquímico, que la velocidad de corriente de corrosión de la muestra es de 3,231 µA/cm2, que le ubica en un nivel de alta corrosión (>1 µA/cm2).

Existen otros factores que propician la corrosión del acero: “La corrosión de la armadura ocurre si se presenta una o varias de las siguientes circunstancias: presencia de substancias como el cloro, humedad relativa del ambiente mayor o igual al 60%, temperatura alta del medio ambiente, superficie del hormigón sometida a ciclos de secado y humedecido, presencia de dióxido de carbono en el ambiente, carbonatación del hormigón”. (^{Córdova, 2015})

La comunidad de Tabuga, por el hecho de ser una población costanera situada en la parte baja de una cuenca hidrográfica del Cantón Jama – Provincia de Manabí, posee un clima cálido-húmedo, con temperaturas que oscilan entre 25°C a 31°C y una humedad relativa de 62% en época lluviosa. Su cercanía al mar hace que el medio ambiente contenga: Carbonatos, Cloruros, Sulfatos, etc., que provocan erosión y oxidación de los materiales. Es decir, en esta comunidad inciden en mayor o en menor grado, prácticamente todos los factores que propician la corrosión de la armadura de refuerzo del hormigón.

3.2 Requerimientos y restricciones para elementos en flexo-compresión (Columnas)

Hay que tomar en cuenta que muchas de las edificaciones de la comunidad de Tabuga fueron construidas en las últimas décadas en teoría bajo la norma (CEC-77 o CEC-2000) no obstante la nueva NEC-2015, considera nuevos aspectos de sismo resistencia, incrementando requerimientos y restricciones para aquellos elementos que trabajan a flexo-compresión; los mismos que se detallan a continuación.

Respecto a la sección transversal la (NEC-SE-HM: 4.3.1.), establece que “La dimensión más pequeña de la sección transversal medida sobre una línea recta que pasa por su centroide geométrico, no sea menor que 300mm”. Esto implica que si la sección transversal es de forma cuadrada, su lado mínimo deberá ser de 300 mm; la columna no cumple con esta norma, pues el lado de su sección trasversal es 200 mm, menor que el mínimo permitido.

Respecto a la cuantía de acero de refuerzo longitudinal, la (NEC-SE-HM.4.3.3.), dice: “Se cumplirá con el siguiente requisito:

Donde:

As= Área del refuerzo longitudinal

Ag= Área bruta de la sección”

En este caso:

As=3,14 cm2 (4 varillas de 10 mm de diámetro)

Ag=400 cm2 (sección de 20 cm x 20 cm)

Se obtiene: As/Ag = 0,00785.

La columna no cumple con esta norma, su cuantía de acero de refuerzo se encuentra por debajo del límite inferior que exige la norma.

Respecto al esfuerzo de fluencia del acero, la misma normativa establece que “La resistencia a la tensión se controla por un límite sobre la resistencia en el punto de fluencia y esta no puede ser menor que 1,25 veces la resistencia real en el punto de fluencia”.

En este caso, siendo la resistencia a la tensión de 610,5 MPa, y la resistencia a la fluencia de 404,5 MPa; se verifica que la relación especificada es de 1,51; que supera el índice mínimo del 1,25.

Como se puede observar, pese a la corrosión que sufrió el acero de refuerzo, su resistencia a la fluencia no se vio afectada significativamente (apenas 3,7%), respecto de los 420 MPa, requerido para un diseño estructural dúctil. Es posible que este material no cumpla con el contenido de carbono establecido para el acero estructural; y más bien se trate de un acero de baja aleación que lo hace más económico y resistente, pero menos dúctil. Es empleado generalmente en elementos pre-esforzados.

Respecto al acero de refuerzo transversal, la Guía práctica de diseño de viviendas de hasta 2 pisos con luces de hasta 5 m, de conformidad con la Norma Ecuatoriana de la Construcción NEC 2015 (NEC-SE-VIVIENDA.1.9.a), dice: “El refuerzo empleado en la construcción de estructuras de hormigón armado debe tener un diámetro nominal (db) comprendido dentro de los valores expresados en la tabla 13[NEC-SE-HM-3.4.2]”. Esta tabla precisa que debe ser “Estribos: Diámetro mínimo: 10 mm; Diámetro máximo: 16 mm”. Respecto al tipo de varilla, la (NEC-SE-HM 3.4), de manera general establece: “El acero de refuerzo debe ser corrugado, excepto en espirales o acero de pretensado, en los cuales se puede usar acero liso” Figura 3

Cabe destacar que la NEC-SE-VIVIENDA (vivienda de hasta 2 pisos con luces de hasta 5 m), en la TABLA 5 (Requisitos mínimos en función del número de pisos de la vivienda con pórticos de hormigón y losas), contempla normas que disminuyen la restricción en lo que se refiere a la sección transversal de los elementos: columnas 25x25 (cm) para primer piso y 20x20 (cm) para segundo piso; vigas: 20x20 (cm). La cuantía de acero de refuerzo lo establece en 1% para columnas y 14/fy en vigas. Respecto a los estribos establece que: para columnas el diámetro mínimo es de 8 mm cada 10 cm; y para vigas de 8 mm cada 5 cm en L/4 (extremos) y cada 10 cm en el centro. Pero estas normas son planteadas especificando que son requisitos mínimos para el caso de pórticos de hormigón con losas. Pero los pórticos que se analizan no tienen losa, sino apenas un entrepiso rústico de madera y por lo tanto no deberían enmarcarse en estas normas. Estructuralmente, la losa constituye un diafragma rígido que consolida el trabajo mecánico de los elementos del pórtico, haciendo que la reacción del pórtico sea global frente a la acción de carga horizontal por sismo. "La función sísmica de las losas, o acción de diafragma, consiste en compatibilizar los desplazamientos horizontales de los elementos resistentes con los tres grados de libertad de la planta, a través del uso de la considerable rigidez que las losas tienen en su plano". (^{Riddell & Hidalgo, 2017}). De todas maneras, en cualquiera de los casos, los elementos ensayados no cumplen con ninguno de los requisitos establecidos: los estribos fueron de apenas 4 mm de varilla lisa con espaciamiento de 25 cm tanto en vigas como columnas. Todo esto trae consigo deficiencias estructurales, principalmente en la baja capacidad de absorción de fuerza cortante por deficiente confinamiento del hormigón, sobre todo en los extremos de viga y columna, que deben ser zonas más protegidas donde se propicie la falla dúctil antes que la frágil; como se lo analizará posteriormente.

3.3 Interpretación de las fallas estructurales

3.3.1 Pórticos

En las edificaciones de una sola planta, se observa que los pórticos son incompletos, les hace falta la viga superior de cierre. La estructura metálica de la cubierta se sujeta directamente sobre las columnas, haciendo las veces de viga de cierre del pórtico. Esta deficiencia conceptual, deja sin sustento el trabajo mecánico de un pórtico estructural.

“Un pórtico rígido es una armadura estructural en la que todas las columnas y vigas están unidas rígidamente (sin juntas articuladas), diseñado para soportar cargas tanto verticales como laterales que provocan momento y esfuerzo cortante en sus componentes: vigas y columnas” (^{Perles, 2006})

“El marco rígido de concreto implica un sistema estructural plano, consistente en elementos rectos que se encuentran entre sí en un ángulo y conectados rígidamente en la junta. Una conexión rígida mantiene invariable el ángulo entre los elementos cuando todo el marco se deforma con la carga” (^{Merrit, 1992}).

Es fundamental en un pórtico las conexiones rígidas en los nudos y por lo tanto la continuidad global de la rigidez en toda la estructura. Esto hace que sus elementos actúen de manera simultánea y solidaria frente a la acción de fuerzas, tanto vertical como horizontal.

Las edificaciones analizadas, no cumplen con estos condicionantes de los pórticos estructurales, la viga metálica de la cubierta impidió que se consiguieran nudos rígidos y desequilibró la continuidad de rigidez global del pórtico. Frente a la acción de la carga sísmica, la estructura se pandea produciéndose grandes deflexiones laterales, que se incrementan en cada oscilación por la falta de rigidez superior. La columna se ve forzada a trabajar como si fuera una viga en cantilever (voladizo).

En el empotramiento de la base se produce el mayor cortante y el mayor momento. Estas columnas fallaron precisamente en su base, no se aprecian fisuras ni rajaduras que indiquen que se produjeron esfuerzos de compresión o tracción por efecto de momento flector. Más bien se observa una falla frágil por fuerza cortante que hace que la columna prácticamente se arranque de su base y se desplome.

En los pórticos de dos plantas (muchos de ellos de forma palafítica) se produce un desequilibrio importante en la rigidez global de la estructura, debido a la ausencia total de mampostería en la planta baja. La rigidez relativa de la planta alta es muy superior por el uso de muros y paredes que se consolidan con la estructura e incrementan la resistencia de las columnas frente a la acción de carga horizontal.

Ésta marcada diferencia de rigidez entre las dos plantas aporticadas de la vivienda tomando en cuenta la escasa densidad de los muros, con alta flexibilidad, da lugar al fenómeno desestabilizador conocido como piso blando o suave.

La fuerza sísmica provocó el pandeo de la estructura, pero este pandeo a su vez genera una excentricidad en el eje vertical de la columna dando origen a un momento adicional (de segundo orden). La elevada rigidez en la planta alta y el efecto oscilatorio del movimiento sísmico, hacen que se incremente mucho más la flexión y el cortante en las columnas, ya que ahora su trabajo mecánico se asemeja al de un péndulo invertido. Sin embargo, la estructura no falla por ninguna de estas dos causas, sino que la cimentación se desliza en unos casos o se desprende en otros, adoptando una leve inclinación que desestabiliza a la estructura sin que llegue a su colapso total. Figura 4

3.3.2 Falla por flexo-compresión en columnas

Frente a un sismo, las columnas son los elementos más propensos a fallar por el efecto que produce la fuerza lateral en su comportamiento mecánico, que básicamente pone a prueba su capacidad resistente a flexo-compresión y a fuerza cortante. Estos aspectos se los analiza de la siguiente manera:

Resistencia a carga axial: Teniendo en cuenta que las columnas son elementos que transmiten las cargas desde los pisos superiores y las depositan en el suelo a través de la cimentación, por lo tanto en primera instancia trabajan a compresión por carga axial. Pero, frente a la ocurrencia de un evento sísmico, esta carga axial que incrementa el eje de la columna adquiere una curvatura lateral, donde se marcan otras nuevas condiciones de trabajo mecánico diferentes a las provocadas por la carga axial. Iniciándose así un proceso patológico mecánico desestabilizador por pandeo.

Según (^{Córdova, 2015}) “La resistencia de una columna cargada axialmente está dada por la siguiente ecuación:

Donde:

Ag = Área total de la sección transversal del elemento

Ast = Área del acero longitudinal (paralelo a la carga axial)

0.85f´c = Máximo esfuerzo de compresión en el hormigón (derivado de ensayos).

fy = Tensión de fluencia del acero”.

En este caso:

Ag = 400 cm2

Ast = 3,14 cm2

f´c = 169, 32 kg/cm2

fy = 4 125,9 kg/cm2

Se tiene que, la resistencia de la columna a carga axial es: 70 072,21 kg (70,07 Ton.).

(El autor adopta nomenclatura con formato americano, Estados Unidos)

En una edificación de este tipo, se llega a establecer que la demanda de carga axial en una columna, en el caso más crítico, es de aproximadamente 5 ton. Esto significa que la capacidad portante de la columna está muy por encima de la demanda real de carga axial debida al peso y sobrepeso de la estructura. Es por esto que las edificaciones se mantuvieron firmes en equilibrio estático hasta cuando se produjo el sismo.

“La falla de las columnas ocurre por inestabilidad cuando se llega a cierta carga crítica (llamada carga crítica o carga de Euler) o se excede de ella. La columna se puede torcer o pandear y fallar en forma súbita.

Por lo tanto, la resistencia de una columna no se determina según el esfuerzo unitario en la ecuación (P=A.f) sino por la carga máxima que puede soportar sin volverse inestable”. (^{Merrit, 1992}).

El empuje horizontal que produce el sismo, hace que las columnas inicien su proceso de pandeo, generándose los correspondientes efectos de flexión. Los desplazamientos laterales originan una excentricidad que provoca un momento flector adicional, denominado de segundo orden. Este nuevo momento al incrementarse en cada oscilación, amplía de manera crítica su efecto desestabilizador, provocando el colapso a la estructura. Sin embargo, las columnas no muestran señales de haber fallado por flexión pura (tracción o compresión), sino más bien, por la combinación de efectos donde prevalece la fuerza cortante.

“Cuando el sismo es intenso la estructura trabaja en el rango inelástico con desplazamientos laterales lo suficientemente grandes, de tal forma que los efectos de segundo orden no son despreciables”. (^{Aguiar y Barbat, 1997})

Esbeltez y pandeo: “La carga de pandeo de una columna depende de su longitud, de su área de sección transversal, de la forma y del tipo de conexiones en sus extremos” (^{Moore, 2000}).

Este concepto se cuantifica a través de la denominada esbeltez de la columna, cuya expresión matemática relaciona su longitud efectiva respecto de su sección transversal. Además toma en cuenta la condición de vínculo o tipo de conexión de los extremos de columna. En este caso, en el extremo superior se encuentra una viga metálica de baja rigidez y deficiente anclaje a la columna; incapaz de controlar de manera efectiva el desplazamiento lateral y el momento de giro que se genera en el nudo. Es una conexión extremadamente flexible e inestable.

En el otro extremo, su base se encuentra empotrada entre las cadenas de amarre superficiales que sin embargo le transmiten a la columna las condiciones de una conexión rígida. “Una junta o conexión rígida previene traslaciones relativas y rotaciones en los extremos de los elementos conectados a esa conexión (…) Una conexión articulada o articulación impide solo traslaciones relativas de los extremos de los elementos conectados a ella (…)” (^{Kassimali, 2015})

Aplicando estas características a la expresión que determina la esbeltez de una columna:

Donde:

£ = Esbeltez de la columna

lu = Longitud de la columna entre apoyos

r = Radio de giro de la sección transversal

k = Factor de condición de vínculo en los extremos

En este caso:

lu = 2,70 m

r = 0,20

k = 0,8

Se obtiene £= 10.8 (< 20), lo que le clasifica dentro del rango de columna muy robusta), es decir, la falla no se dará por pandeo sino por agotamiento de los materiales a compresión

Cortante basal: Determinemos ahora la demanda de fuerza lateral exigida por el sismo en la estabilidad de estas estructuras.

Cuando se produce un sismo, se desplaza el suelo junto con la cimentación y la edificación sufre en primera instancia el efecto del principio de la inercia, conservar su reposo debido al equilibrio estático. Esto es lo que provoca una fuerza cortante en la base de la estructura. Si logra superar esta primera fase, la estructura inicia su proceso de pandeo incurriendo en los efectos de la flexión.

De acuerdo a la NEC-SE-VIVIENDA, el cortante basal está dado por la siguiente expresión:

Donde:

Z =Factor de zona que depende de la posición geográfica del proyecto y su correspondiente zona sísmica definida en la sección 3.1.1 de la NEC-SE-DS.

C = Coeficiente de respuesta sísmica obtenida según Tabla 2 (zona geográfica).

W =Peso sísmico efectivo de la estructura igual a la carga muerta total de la estructura más un 25% de la carga viva de piso (véase la NEC-SE-CG).

R =Factor de reducción de resistencia sísmica; se debe tomar de los valores establecidos en la Tabla 3 según el sistema estructural adoptado.

En este caso:

Z= 0,50

C= 2,4

W= 24 ton (2 plantas)

R= 3

Se tiene que: Vbase = 9,6 ton, que es el cortante basal que desestabilizó y produjo el colapso de la mayoría de las edificaciones.

Al ser una respuesta inercial de la estructura frente a la fuerza lateral del sismo, está relacionada directamente a la masa del edificio. En este caso, por ser una edificación relativamente liviana, el cortante basal alcanza el 38% de su peso. En sí, no es una fuerza decisiva en la desestabilización de la estructura. El colapso se produce por el deficiente trabajo mecánico del pórtico frente a esta acción. El pórtico como tal, está concebido para que en respuesta conjunta distribuya la fuerza cortante entre sus columnas según la rigidez que ellas presenten, una respecto de otra. En este caso, si los pórticos cumplieran con su fundamento estructural, teóricamente deberían sus nueve columnas absorber equitativamente ese cortante basal de 9.6 ton; "Para un pórtico rectangular simple con tres elementos, las fuerzas cortantes son las mismas en las dos columnas y cada una es igual a la mitad de la carga horizontal externa... En consecuencia, la porción del cortante total resistido por la columna más rígida es mayor que la de la columna más flexible". (^{Nilson, 1999}).

Las edificaciones estuvieron desprovistas de todo mecanismo estructural que les permita contrarrestar este efecto desestabilizador. En el caso de las estructuras de dos pisos: la baja rigidez relativa de la planta baja por efecto de piso blando, la ausencia de una losa o diafragma como elemento rigidizador, la deficiente cimentación (totalmente superficial y sin ningún anclaje al suelo); hicieron que el efecto de la fuerza cortante prácticamente se concentrara en las vigas de los pórticos, generando un momento flector, que por las condiciones enunciadas provocó deslizamiento e incluso desprendimiento de la cimentación. "Esto indica que la acción del movimiento sísmico del suelo puede ser idealizado por la acción de una fuerza horizontal p(t) actuando sobre la masa del sistema... de hecho, esta aceleración del suelo determina el movimiento de la masa relativa a la base". (^{Riddell & Hidalgo, 2017}).

En el caso de las estructuras de una sola planta, los pórticos no tuvieron viga de cierre, la estructura de la cubierta se asentó directamente sobre las columnas, esta carencia de un elemento rigidizador horizontal hizo que las columnas trabajen individualmente como elementos en voladizo, el cortante basal se trasladó a la base empotrada de cada columna, lo que produjo el desplome de éstas al ser arrancadas de raíz. "…Un caso extremo de la situación anterior está representado por lo edificios que no tienen losa, y en que la única acción de diafragma es la desarrollada por la estructura de techumbre. Esta es generalmente una estructura flexible en cuanto a su acción en el plano horizontal, y se considera que no tiene la rigidez suficiente para distribuir esfuerzos de corte entre los elementos resistentes que componen una planta". (^{Riddell & Hidalgo, 2017}).

Un planteamiento didáctico que nos permite comprender de mejor manera este fenómeno se lo hace tomando como referencia la norma ACI-318, que respecto a la resistencia nominal al corte (Vn) de un elemento estructural, dice que es el resultado de la acumulación de las resistencias nominales proporcionadas tanto por el hormigón (Vc) como por la armadura de corte (Vs). Adoptando los numerales: 11.3.1.1 y 11.5.6.2 de la misma norma se obtiene una resistencia al corte del hormigón de 2.4 ton y del acero transversal de 0.73 ton. Lo que se traduce en que: la resistencia total al corte de las columnas del pórtico, exigidas a trabajo individual por la inexistencia del elemento rigidizador horizontal, alcanzan apenas el un tercio de la requerida por el cortante basal.

3.3.3 Conexión: viga-columna

El comportamiento esperado en un pórtico, frente a un evento sísmico, es que se formen rótulas plásticas en los extremos de las vigas que permitan disipar la energía sísmica para que el nudo trabaje en el rango elástico. Esto sucede cuando se establece la condición: nudo fuerte-viga débil; sin desvincular lógicamente la condición fundamental de la estabilidad: columna fuerte-viga débil. “En estructuras de edificios a base de marcos es un requisito sísmico fundamental el que los miembros horizontales fallen antes que los verticales. Esta disposición permitirá el retraso del colapso total de una estructura y puede salvar muchas vidas” (^{Dowrick, 1990}).

En este caso no hubo indicios de formación de rótulas en las vigas, simplemente el nudo colapsó debido a su baja rigidez. La falla se produce por desprendimiento de hormigón en las caras laterales del nudo y doblado de las varillas provenientes de la columna. La rigidez del nudo es un factor determinante en el trabajo mecánico de un pórtico ya que es el vínculo de transmisión de efectos entre sus elementos. Debe considerarse que la fuerza cortante horizontal y vertical que llega a un nudo es mucho mayor que aquella que llega a la viga o a la columna de manera independiente, “La unión entre vigas y columnas (nudo) está sujeta a concentraciones elevadas de esfuerzo y por ello se requiere de un detallamiento minucioso para asegurar el confinamiento del hormigón. Por tal razón, el refuerzo transversal de columnas utilizado para el confinamiento de las barras longitudinales, debe extenderse a través del nudo cumpliendo con las mismas restricciones y disposiciones”. (^{Córdova, 2015})

Quedó ya establecida la inobservancia de los requerimientos mínimos respecto a las secciones transversales y cuantías de acero de refuerzo. En el caso de los estribos, tampoco cumplieron con el grosor, fijación y espaciamiento exigidos. No se consideró las zonas críticas a esfuerzo cortante en las proximidades de la base y al llegar al nudo. Peor aún se pudo considerar la posibilidad de colocar estribos a través del nudo. Es decir, las columnas estuvieron totalmente desprotegidas frente a la acción de fuerza cortante.

Otro hecho importante es que estas edificaciones no tuvieron losa de entrepiso de hormigón sino de madera, lo que conduce, por una parte a una disminución de carga axial sobre las columnas y por lo tanto la disminución también del efecto de compresión y de momento flector de segundo orden. Pero por otro lado se pierde el aporte de un elemento plano que confine y transmita rigidez a las columnas. Al respecto (^{Aguiar y Barbat, 1997}) dicen “Se ha observado que parte de la losa contribuye en el cortante actuante de una conexión viga columna, su omisión conduce a una subvaloración del cortante horizontal aplicado”.

Se observa además en algunos casos fisuras y desprendimiento de hormigón en el tercio medio de la cara superior de la viga. Al respecto se establece que: “las fisuras en las zonas comprimidas señalan generalmente la incompatibilidad entre las dimensiones de la sección y los esfuerzos de compresión, peligrosos para la solidez de la estructura” (^{Baycov y Sigalov, 1980}).

La sección transversal de la viga del pórtico, en el mejor de los casos alcanzó 200 mm de ancho x 120 mm de altura, fuera de la Norma NEC-SE-HM 4.2.1, que establece un ancho mínimo de 250 mm. Además, un peralte de 12 cm en una viga que cubre un vano de 4.0 m no fue suficiente para absorber el esfuerzo de compresión en el centro de la viga y la fuerza cortante en sus extremos. La falla se produjo por falta de confinamiento del hormigón frente a fuerza cortante. No se cumplió con la norma NEC-SE-HM.4.2.8, que establece que los estribos para confinamiento deben ser de al menos 10 mm de diámetro y colocados con una separación de entre 5 y 10 cm, según la geometría y armado específico de la viga.

3.4 Cimentación

La cimentación en realidad estuvo conformada por el reticulado de las cadenas de amarre entre columnas y el relleno de hormigón simple del contrapiso, formando una especie de placa de cimentación, pero sin ningún tipo de sustento ni anclaje al suelo. El resultado fue el desplazamiento de la placa o el inicio de un proceso de volcamiento que en ambos casos propició el incremento de la fuerza cortante en la base de las columnas.

Además, al tratarse de una zona tropical con un suelo de tipo arcilloso, con elevada humedad relativa y presencia de niveles freáticos superficiales, la fuerza cortante debida al sismo incrementó la presión sobre el agua interior, saturando la arcilla y plastificándola, haciendo que se modifique su volumen por expansión y se disminuya su capacidad portante. Este fenómeno se evidenció en las hinchazones superficiales, rajaduras en pisos e indicios de volcamiento en cimentaciones.

3.5 Mampostería

La NEC-SE-VIVIENDA.5.2., al respecto dice: “En el sistema de pórticos resistentes a momento, la mampostería cumple una función divisoria de espacios y de seguridad, por lo que podrán usarse unidades de mampostería de al menos 7 cm de espesor. Se debe considerar y tomar las medidas necesarias para evitar que la mampostería afecte el desempeño del pórtico por la creación de irregularidades como columna corta y piso débil”

El mampuesto empleado en estas edificaciones fue de 154 mm x 265 mm x 57 mm con un peso específico de 1,36 gr/cm3; y resistencia a la compresión de 3,65 MPa. Esta deficiente característica mecánica nos hace presumir que se trata de mampuestos artesanales de mala calidad. Se lo colocó en el lado del canto, por lo que la mampostería tuvo precisamente ese espesor: 5,7 cm, menor a lo que recomienda la norma. Se los unió con mortero (cemento arena) muy pobre, no se le dio a la mampostería ningún tipo de enchapado o enlucido y tampoco se la confinó a las columnas con varillas cortas de acero (chicotes).

La falla que se presentó en la mampostería fue de tipo explosiva, no hubo fisuras ni rajaduras, simplemente explotó alrededor de su centro, lo que induce a pensar en una falta de ductilidad del material, elevada fragilidad y un pésimo proceso constructivo.