Reforzamiento Sísmico Dr

PELIGROSIDAD, VULNERABILIDAD Y REFORZAMIENTO SÍSMICO

Dr. Roberto Aguiar Falconí Centro de Investigaciones Científicas Politécnica del Ejército, ESPE. Ecuador

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RESUMEN

El Ecuador se halla ubicado en el cinturón del circumpacífico, que es la región sísmica más activa del mundo. En efecto, el 90% de los terremotos se generan en este cinturón de fuego y el 80% de los sismos más fuertes del mundo se han registrado en esta región que tiene aproximadamente 40000 km, de longitud, en forma de una herradura. Los dos últimos sismos más fuertes registrados en el mundo se dieron en esta zona y son el de Japón de 2011, que tuvo una magnitud de 9.0 y el de Chile de 2010, con una magnitud de 8.8.

El último sismo fuerte, registrado en el Ecuador y que causó daño en las

estructuras fue el de Bahía de Caráquez de 1998, que tuvo una magnitud de 7.1, de tal manera que han pasado 14 años tiempo en el cual las placas tectónicas han continuado moviéndose y almacenando energía que tarde o temprano será liberada mediante un terremoto. Ante esta realidad los ecuatorianos tenemos que estar preparados para afrontar un mega sismo y la forma de hacerlo es reforzando las estructuras para que resistan las fuerzas sísmicas y de esta manera salvar vidas.

Se presenta el nuevo mapa de zonificación sísmica del Ecuador y el espectro de

diseño de aceleraciones de la Norma Ecuatoriana de la Construcción, NEC‐11. Posteriormente se indica las fallas ciegas sobre las cuales se encuentra Quito y la actividad que han tenido en los últimos 22 años que demuestran la actividad sísmica que tienen. Luego se indica la matriz de desempeño propuesta por NEHRP con el propósito de diferenciar que el diseño o reforzamiento sísmico de las estructuras está en función del uso que tengan las estructuras.

En el campo de la Vulnerabilidad Sísmica lo mejor es encontrar la respuesta que

va a tener la estructura ante una determinada acción sísmica empleando análisis lineal o no lineal. Cuando se tiene que evaluar una gran cantidad de estructuras lo mejor es utilizar el Método de Superposición Modal y determinar la deriva de piso inelástica. Pero se debe complementar el estudio con el cálculo del Índice de Vulnerabilidad Sísmica empleando la Metodología Italiana o cualquier otra. De esta manera se une el cálculo estructural con aspectos de tipo constructivo, de ubicación, de mantenimiento, etc., para saber a ciencia cierta la vulnerabilidad sísmica de una estructura.

CONGRESO INTERNACIONAL DE LAS INGENIERÍAS Y DE LA ARQUITECTURA

Como aplicación se calculó la vulnerabilidad sísmica de 119 bloques estructurales de 38 Centros de Educación. Del estudio realizado se encontró que el 70 % de las estructuras van a tener un daño considerable, si se registra un sismo similar al prescrito en el Código Ecuatoriano de la Construcción CEC‐2000. Si bien es cierto las estructuras de los Centros son bastante vulnerables, no es menos cierto que las estructuras del Ecuador presentan porcentajes similares de vulnerabilidad sísmica por lo que se debe emprender en una campaña masiva de reforzamiento sísmico de las estructuras de todo el País. Por este motivo se ha escrito este libro para dar ideas de la forma como se debe realizar este trabajo.

Se presenta un estudio realizado en la Universidad de Chile en que se obtiene el

índice de daño y el índice de vulnerabilidad sísmica de estructuras que fueron afectadas por el sismo de Chile de 2010. El primer índice se obtuvo en base al daño observado y el segundo es una modificación de la Metodología Italiana, a las estructuras con muros de corte. Llama la atención el hecho de que las estructuras analizadas y que tuvieron gran daño, a tal punto de declararles inhabitables, fueron construidas en término medio 4 años antes del 2010.

Retomando, al caso del estudio de los Centros de Educación, es importante

conocer que hace que una estructura sea vulnerable para tomar las acciones correctivas y hacerla segura; en algunos casos la inversión económica para reforzar las estructuras es mínima y en otros tendrá un mayor costo pero en la mayor parte no supera el 20% del costo total de la estructura.

Se presentan varios casos de estructuras vulnerables, en forma gráfica y

posteriormente se indica el aspecto o aspectos más importantes considerados en el reforzamiento sísmico.

1.1 INTRODUCCIÓN

El sismo de Chile de 2010, fue una alerta para las autoridades

gubernamentales, municipales, colegios de ingenieros y ciudadanía en general, sobre lo que puede pasar en el Ecuador en caso de registrarse un sismo de similares características en el Océano Pacífico.

En Chile las estructuras son bastante rígidas debido a que con bastante

frecuencia han tenido sismos sumamente severos, basta decir que en 1960 tuvieron el terremoto de Valdivia que tuvo una magnitud de 9.5, siendo el sismo de mayor magnitud registrado en el mundo.

Por este motivo llamó la atención ver el colapso del edificio Alto Río, de 15

pisos que se había terminado de construir unos años antes. Esta estructura se halla en el centro de Concepción, aproximadamente a 65 km., del epicentro. Su estructuración es en base a muros de corte en los dos sentidos; es verdad que la relación largo a

Dr. Roberto Aguiar Falconí 3 CEINCI-ESPE

ancho de esta estructura era mayor que 2, lo que le da cierta vulnerabilidad. Bonelli et al. (2010), Aguiar (2011).

A la derecha de la figura 1.1, se presenta el edificio Alto Río, antes del sismo, a

simple vista parece una estructura bastante sólida capaz de soportar sismos fuertes pero no fue así y colapsó completamente como se observa a la derecha de la figura 1.1. Al ver esto surgen varias interrogantes, que se indican a continuación: ¿En el Ecuador se podrá registrar un mega sismo como el de Chile? ¿Las estructuras existentes están en capacidad de soportar un sismo fuerte?

Figura 1.1 Edificio Alto Río, antes y después del sismo de 2010.

Para contestar a la primera pregunta, basta recordar que en 1906, se registró

en el norte de Ecuador y sur de Colombia el sismo de Tumaco que tuvo la misma magnitud del mega sismo de Chile de 2010, de 8.8 pero no dejó tanto daño ni pérdidas tan cuantiosas debido a que la costas de Ecuador y Colombia, estaban poco poblada con construcciones de 1 a 2 pisos, en su mayor parte. Rudolph y Szirtes (1911)

El sismo de Chile de 2010, es interplaca de bajo ángulo de buzamiento, dejó

alrededor de 30 mil millones de dólares de pérdidas, incluyendo las provocadas por el tsunami y más de 500 muertos.

La tecnología actual permite simular en el ordenador el probable desempeño

que tendrá una estructura ante cualquier sismo por este motivo, en lugar de contestar la segunda pregunta lo mejor es realizar estudios de vulnerabilidad sísmica para saber a ciencia cierta si una determinada estructura necesita o no ser reforzada.

El sismo de Chile de 2010, motivó, en el Ecuador, a un grupo de profesionales

de la Ingeniería Sísmica a actualizar el Código Ecuatoriano de la Construcción, cuya versión anterior fue publicada en el 2010 y es así como a finales del 2011, aparece la nueva Norma Ecuatoriana de la Construcción, NEC‐11, que responde al nivel de conocimientos actuales. Hay algunos cambios significativos uno de ellos es que la peligrosidad sísmica de la costa pasó de 0.4 , a 0.5 , siendo la aceleración de la gravedad, lo propio sucedió en la nueva norma emergente de Chile, que se oficializó después del sismo de 2010.


Lo cierto es que, en el Ecuador se cuenta ahora con una nueva normativa sísmica y con esto se aspira contar con estructuras más seguras ante la acción de los sismos. En la figura 1.2, se presenta la nueva zonificación sísmica del Ecuador, encontrada para un período de retorno de 475 años.

Figura 1.2 Zonificación sísmica del NEC‐11

Las ecuaciones del espectro de aceleraciones del NEC‐11, para un valor de

0.05, son las siguientes, para un factor de importancia 1.

1 1

Donde es la aceleración del suelo como una fracción de la gravedad; es

el factor de zona sísmica indicado en la figura 1.2; , son factores de sitio que dependen del tipo de suelo; es el factor que toma en cuenta el comportamiento no lineal del suelo, ante sismos severos. Los períodos , , que definen las ramas del espectro se hallan con las ecuaciones:

(1.1)


0.1

0.55

En las ecuaciones que definen las ramas del espectro elástico; 1, para perfiles de suelo A, B o C y 1.5, para perfiles de suelo D o E. Del análisis de las ordenadas espectrales de peligro uniforme en roca para 475 años y al normalizarlos para la aceleración máxima del suelo , se encontró / , que tienen los siguientes valores:

• 1.8 Para las Provincias de la Costa. • 2.48 Para las Provincias de la Sierra. • 2.6 Para las Provincias del Oriente.

En esta misma línea, de trabajar por la seguridad sísmica de las estructuras; el

Municipio del Distrito Metropolitano de Quito, tiene una nueva micro zonificación sísmica de la ciudad en la que se incluyeron los informes de suelos realizados para el nuevo metro de la ciudad y que llegan hasta una profundidad de 70 m. A más de ello se ha efectuado un acopio de estudios similares realizados en 1994 y 2002; se ha complementado la información realizando ensayos de suelos hasta 30 m., de profundidad en los sitios donde no se tenían datos. El resultado de este gran trabajo es que Quito cuenta actualmente con espectros de diseño para cualquier lugar de la ciudad.

1.2 PELIGROSIDAD SÍSMICA DE QUITO

En la figura 1.3 se presenta la sismicidad registrada en el Ecuador entre 1900 y

el 2012; los círculos de rojo corresponden a sismos con magnitudes mayores a 7, se aprecia que existen una gran cantidad de eventos en todo el territorio, los que se encuentran en la región oriental tienen una profundidad focal bastante grande por esta razón no son peligrosos pero los que se registran en la costa son superficiales y causan mucho daño no solo en la región epicentral sino a grandes distancias, uno de ellos es el de 1942.

En efecto, el sismo de 1942, conocido como el sismo de Guayaquil, a pesar de

que se registró frente a las costas de Manabí con una magnitud de 7.9, causó mucho daño en las estructuras de hormigón armado de 3 a 5 pisos recién construidas en Guayaquil, 3 de ellas colapsaron completamente, 3 tuvieron daño en las columnas, 4 sufrieron desplome considerable y 5 más presentaron gran daño. En total 14 estructuras de hormigón armado fueron afectadas, cantidad importante considerando que en 1942 no existían muchos edificios en el Puerto Principal. En la figura 1.4 se muestra el estado en que quedó una de las estructuras que colapsó, al ver este comportamiento la ciudadanía empezó a creer que el Hormigón Armado no sirve en zonas sísmicas, en contraste con las casas de madera que tuvieron un buen comportamiento sísmico. Pero el daño se produjo en las estructuras de hormigón,

(1.2)


entre otras cosas, debido a que éstas se encontraban en un suelo blando y fueron construidas sin pilotes. Por lo tanto, las ondas sísmicas se amplificaron notablemente y causaron demasiado daño.

Figura 1.3 Sismicidad registrada en el Ecuador entre 1900‐2012

Figura 1.4 Colapso de un edificio en Guayaquil, durante el sismo de 1942.

Pero el sismo de 1942, no solo causó daño en las Provincias de Manabí y

Guayas sino también en las Provincias de Bolívar e Imbabura. Este fue un sismo


interplaca de bajo ángulo de buzamiento (similar al de Chile de 2010) y la característica de estos terremotos de gran magnitud, es que son sismos muy largos de más de 60 segundos de duración y causan daño a regiones distantes del epicentro. (Aguiar y Astroza, 2010). Por lo tanto, Quito no solo va a estar afectada por sismos asociados a fallamiento local sino también por sismos de gran magnitud que se generan en la costa.

Figura 1.5 Segmento Sur de las Fallas Ciegas de Quito.

En la figura 1.5 se presenta la traza del segmento sur de la Falla Ciega de Quito,

que tiene un ancho medio de 10 km.; en la parte inferior derecha se muestra la escala utilizada, se aprecia que algunos sectores de la ciudad se hallan sobre esta falla inversa con componente dextral que está levantando y moviéndose lateralmente a sectores como la Marín y la Colón, que son los más próximos a la traza de los identificados en la figura 1.5

En la figura 1.6 se presenta el segmento norte de las Fallas de Quito, con la

identificación de algunos sectores de la ciudad que se encuentran sobre el bloque se está levantando.

En la figura 1.7 se presenta la sismicidad registrada entre 1990 y el 2011,

asociada a las Fallas Ciegas de Quito, el color verde sirve para identificar los sismos de magnitud menor a 4, el rojo para los de magnitud 5 o más y el azul para los sismos con magnitud entre 4 y 5; la cantidad que acompaña al círculo corresponde a la profundidad focal. Es impresionante ver la cantidad de sismos que se han registrado en 21 años, lo que demuestra que estas fallas son activas. En la figura 1.7 se indica además los segmentos de las fallas ciegas y la dirección de la componente de


movimiento horizontal, que dicho sea de paso tiene una tasa de movimiento que varía entre 0.5 y 1 mm., al año; las falla Sur es la “31 b” y la norte la “31 a”. Eguez et al. (2003).

Figura 1.6 Segmento Norte de las Fallas Ciegas de Quito.

Un sismo de magnitud 6 asociado a las Fallas Ciegas de Quito puede ser

catastrófico para la ciudad debido a que el hipocentro estaría a pocos kilómetros de profundidad bajo la ciudad que se encuentra en el bloque levantado.

Menos mal que Alexander Von Humboldt, en 1802 cuando se encontraba en

Quito no sabía que la ciudad se halla sobre fallas geológicas activas solamente pensaba que viven entre volcanes por eso dijo: “Raros y únicos duermen tranquilos en medio de crujientes volcanes,…” De haberlo sabido más duro habría sido su comentario.

Todo el Ecuador presenta un gran riesgo natural y no queda más remedio que tomar todas las precauciones posibles, como reforzar las estructuras, para minimizar los efectos que dejan los terremotos, los tsunamis, las erupciones volcánicas, etc.

Es importante saber que existen metodologías para encontrar espectros de

respuesta elástico que se podrían generar por un sismo que se produce en una determinada falla geológica y para ello los datos que se necesita es definir el tipo de falla geológica (inversa, normal,….) la geometría de la falla (traza, buzamiento, ancho de falla,….) la distancia más corta desde el sitio de interés a la falla; el tipo de suelo en que se encuentra el sitio de interés (velocidad de la onda de corte en los primeros 30 m., profundidad a la que se halla la roca,…) hay que definir si el sitio se encuentra en


bloque levantado o no; la magnitud del sismo esperado. Con esta información se puede utilizar la metodología propuesta por Abrahamson y Silva (2008), Campbell y Bozorgnia (2008), Idris (2008) o cualquier otra.

Figura 1.7 Sismicidad asociada a las Fallas de Quito registradas entre 1990 y 2011.

La cantidad indicada es la profundidad focal.


A manera de ejemplo, en la figura 1.8, se presentan los espectros elásticos que se obtendrían en un suelo tipo “C” de Quito, para un sismo de magnitud 5.85 que puede darse en las fallas ciegas de Quito, utilizando las metodologías de Abrahamson y Silva (2008) y la de Campbell y Bozorgnia (2008). La magnitud del sismo está asociado a un período de retorno de 72 años. Se presenta también el espectro que se halla para el período de retorno mencionado a partir del espectro del CEC‐2000 que tiene un período de retorno de 475 años, utilizando la metodología de Aguiar (2002), que consiste en multiplicar el espectro del CEC‐2000 por 0.4667, para encontrar el espectro para un período de retorno de 72 años.

Figura 1.8 Espectros esperados para un período de retorno de 72 años. Es importante conocer que al estar la ciudad, sobre o muy cerca de las fallas

ciegas de Quito, la directividad de las ondas sísmicas es un factor muy importante, a considerar, en la determinación de los espectros. Spudich y Chiou (2008) presentan una metodología para encontrar en primer lugar el factor de directividad , y posteriormente para encontrar el factor con el cual se modifica el espectro . El factor de directividad se halla con la siguiente ecuación.

(1.3)


Donde es un factor que es función de la distancia; es un factor que es función de la magnitud; , , son coeficientes que han sido determinados por regresión lineal para diferentes modelos de atenuación del movimiento del suelo; (Isochrone Directivity Predictor) es un factor de la directividad de las ondas sísmicas desde el hipocentro hasta un determinado punto de interés.

Una vez que se determina el factor de directividad , se encuentra el factor

espectral mediante la siguiente ecuación.

En la tabla 1.1, se presentan los factores de amplificación del espectro en los

sitios indicados en la figura 1.5; para el caso de que se produzca un sismo de magnitud 6.5 (período de retorno de 475 años) a una profundidad focal de 10 km. Se trabajó con los valores , propuestos por Campbell y Bozorgnia (2008). Los valores indicados en la tabla 1.1 se debe multiplicar por las ordenadas del espectro que se tenga.

Tabla 1.1 Factores de incremento del Espectro de Diseño por Efecto de Directividad en

el segmento Sur de las Fallas Ciegas de Quito. T

(seg.) Sitios de Interés Prome‐

Dio Turu‐ bamba

Chimba‐ calle

Marín San Roque

Colón 6 Dic.

Gasca Isla

Quito Tenis

0.75 1.0000 1.0000 1.0000 1.0000 1.0000 1.0000 1.0000 1.0000 1.00 1.0098 1.0240 1.0178 1.0153 1.0108 1.0113 1.0062 1.0136 1.50 1.0239 1.0591 1.0436 1.0376 1.0265 1.0276 1.0151 1.0333 2.00 1.0340 1.0847 1.0623 1.0536 1.0378 1.0393 1.0215 1.0476 3.00 1.0484 1.1218 1.0891 1.0766 1.0538 1.0560 1.0305 1.0680

Lo importante es conocer que día a día va apareciendo nueva información

científica a nivel mundial que permiten obtener espectros de diseño más confiables y que continúan las investigaciones locales para conocer más sobre las fallas geológicas. Para las fallas ciegas de Quito se tienen los trabajos de Alvarado (2009). Con toda esta información más la Microzonificación Sísmica de Quito (2012) se puede determinar con bastante exactitud los espectros de diseño. Para el resto del País, donde no se tengan estudios de microzonificación, se tiene el NEC‐11.

1.3 VULNERABILIDAD SÍSMICA EN EDIFICIOS SIN MUROS DE CORTE 1.3.1 La Técnica del Pushover

La Técnica del Pushover es muy útil para evaluar la vulnerabilidad sísmica de las estructuras pero es bastante laborioso ya que se debe suministrar la armadura longitudinal y transversal de cada uno de los elementos estructurales; se debe indicar además las curvas esfuerzo deformación del hormigón y del acero. La técnica consiste en aplicar cargas laterales monotónicas crecientes hasta llevar la estructura al colapso.

(1.4)


A la izquierda de la figura 1.9, se observa una estructura de 3 pisos compuesta por 2 ejes de columnas en sentido longitudinal y 6 ejes en sentido transversal. A la derecha se presenta la curva de capacidad resistente, que relaciona el cortante basal con el desplazamiento lateral máximo en un pórtico interior transversal; las cargas laterales se aplicaron proporcionales al primer modo de vibración. La primera sección que ingresó al rango no lineal fue la viga inferior derecha cuando el cortante basal esta alrededor de las 10 T., las siguientes dos secciones que ingresan al rango no lineal son los pies de columnas lo que demuestra que la estructura no fue bien diseñada ya que era de esperarse que primero incursionen en el rango no lineal todas las vigas.

Figura 1.9 Capacidad sísmica resistente de un pórtico transversal.

Es importante colocar la carga vertical que actúa en el pórtico, durante la

aplicación de las cargas laterales que pueden ser monotónicas como en el presente caso o cíclicas.

Uno de los primeros trabajos en que se usa la Técnica del Pushover para

evaluar la vulnerabilidad sísmica de las estructuras es el propuesto por Freeman et al. (1975) y desde esa fecha ha habido importantes contribuciones para mejorar los modelos de plasticidad y la forma mismo de encontrar la curva de capacidad sísmica resistente, entre ellos se destaca el de Chopra y Goel (2002); uno de los últimos trabajos publicados es el de Campbell et al. (2010). De tal manera que se sigue trabajando en esta línea.

En base a la curva de capacidad sísmica resistente se obtiene el espectro de

capacidad de la estructura y luego con el espectro de demanda, expresado en el formato desplazamiento con aceleración, se halla el punto de demanda, aplicando el Método del Espectro de Capacidad, para el pórtico mostrado en la figura 1.9 se encontró que este punto es de 17.77 cm., de tal manera que la estructura está a punto de colapsar ante un sismo similar al especificado en el CEC‐2000. Por lo tanto la estructura debe ser reforzada.


1.3.2 Método de Superposición Modal El Método del Espectro de Capacidad es un método de complejidad intermedia

entre el realizar un Análisis No Lineal y aplicar el Método de Superposición Modal. Cuando se tiene una o dos estructuras a evaluar se puede utilizar cualquiera de los dos primeros métodos pero cuando se tiene que evaluar algunas estructuras es conveniente trabajar con el último de los métodos, cuyo procedimiento se detalla a continuación.

i. Se determina la matriz de rigidez de la estructura, con inercias gruesas. ii. Se encuentra la matriz de masas iii. Con la matriz de rigidez y la matriz de masas, se determinan los valores propios

iλ y los vectores propios, que son los modos de vibración )(iφ . Donde i representa el modo. Se recuerda que el problema de valores y vectores propios está definido por:

iv. Con los valores propios se encuentran las frecuencias naturales de vibración

y los períodos de vibración

2

v. Se encuentran los factores de participación modal

Donde es el vector de incidencia del movimiento del suelo en los grados de libertad.

vi. Con cada período se ingresa al espectro de diseño inelástico y se obtiene la aceleración espectral diA .

vii. Se hallan las cargas en cada modo de vibración

Para el caso plano el vector son las fuerzas laterales y para el caso espacial el vector está compuesto por las fuerzas y momentos.

viii. Se encuentran los cortantes en cada piso iV y en cada modo de vibración, a

partir de las fuerzas )(iP . ix. Se aplica un criterio de combinación modal en los cortantes y se halla la

resultante de los cortantes. x. Una vez que se tienen los cortantes resultantes en cada piso se hallan las

fuerzas estáticas máximas equivalentes debido al sismo, definido por el espectro de diseño inelástico. Estas fuerzas se denominan P .

xi. Se encuentran los desplazamientos máximos probables (si es caso plano) o los desplazamientos y giros (si es caso espacial),en cada modo de vibración

(1.6)

(1.8)

(1.5)

(1.7)


xii. Se aplica un criterio de combinación modal y se halla el vector . En Aguiar (2008) se presentan los siguientes criterios de combinación modal:

Valor Máximo Probable (SRSS); Doble Suma; Combinación Cuadrática Completa (CQC); Superposición Directa; Alejandro Gómez (2002); Norma Técnica de Perú (2003); Norma Técnica de Guatemala (1996); Laboratorio de Investigación Naval (NRL).

Campos (2006) hizo un estudio de los Criterios de Superposición Modal indicados en el párrafo anterior y encontró que el Criterio de la Norma Técnica de Perú (2003), que se indica a continuación, es muy confiable.

0.25 | | 0.75

Donde es cualquier variable, puede ser un cortante, un desplazamiento una

fuerza o un momento; es el valor de la variable en el modo . El criterio del valor máximo probable reporta valores bajos y que el criterio de superposición directa da valores muy altos por lo que lo más conveniente es combinar estos dos criterios en forma lineal con los coeficientes indicados en la ecuación (1.10).

1.3.3 Deriva máxima de piso

De acuerdo al NEC‐11 la deriva de piso inelástica se obtiene de la siguiente

manera:

i. Se determina los desplazamientos inelásticos

0.75

Donde , es un factor que toma en cuenta las irregularidades en planta; , es el factor que considera las irregularidades en elevación; es el vector de desplazamientos hallados en el método de superposición modal. Se destaca que en el NEC‐11 el análisis sísmico se realiza con inercias agrietadas. Cuando se trabaja con inercias gruesas en lugar de 0.75 de la ecuación (1.11) es 1.

Normalmente cuando se evalúa la vulnerabilidad sísmica de una estructura en

el valor de que se asigna para el análisis ya se incluye los factores de y ii. Se determina la deriva de piso inelástica, en cada piso con la siguiente

ecuación.

(1.10)

(1.9)

(1.11)

(18)

(1.12)


En la ecuación (1.12) el subíndice representa el piso . De tal manera que es la altura del entrepiso .

iii. Se determina la deriva de piso máxima que es el mayor valor de los

Una variable muy utilizada para correlacionar el daño de una edificación ante

terremotos es la deriva de piso γ . Por ejemplo, el comité VISION 2000 establece la siguiente correlación. Si 002.0≤γ no hay daño en la estructura; si 005.0002.0 ≤< γ el daño que se espera en la estructura es leve; si 015.0005.0 ≤< γ el daño en la estructura es moderado; si 025.0015.0 ≤< γ el daño en la estructura es extensivo y si

025.0>γ el daño es completo. Reyes (1999) realizó un acopio de varios trabajos experimentales para

correlacionar el daño con la deriva máxima de piso, unos cuantos valores de ese trabajo se indican en la tabla 1.2 Se observa que a mayor ductilidad μ de la estructura mayor es la deriva de piso esperado y mayor es el daño, ya que la estructura tiene mayor capacidad de ingresar al rango no lineal. De igual manera, se aprecia que las estructuras conformada por una losa plana y columnas no tienen un buen comportamiento sísmico ya que con un valor de 015.0=γ se tiene un colapso incipiente.

Tabla 1.2 Comportamiento de las estructuras en base a la deriva de piso.

Sistema estructural Agrietamiento considerable

Inicio de la fluencia

Colapso incipiente

Marcos dúctiles de concreto reforzado 3( =μ ó )4

0.005 0.010 0.030

Marcos de concreto de ductilidad limitada 1( =μ ó

)2

0.005 0.010 0.015

Losas planas sin muros o contravientos

0.005 0.008 0.015

Por lo tanto, en base a la deriva de piso se pude establecer el grado de

vulnerabilidad sísmica de una estructura. Dependiendo del uso que tenga se podrá limitar el daño esperado en la misma. No en todas las estructuras se puede evaluar la deriva de piso; en efecto, en estructuras con cubiertas inclinadas lo que se evalúa es la deriva global como la relación entre el desplazamiento lateral con respecto a la altura del punto de interés.


1.3.4 Metodología Italiana La evaluación de la vulnerabilidad sísmica por medio de un modelo numérico

de cálculo es muy adecuado ya que se simula en el computador el probable desempeño que va a tener la estructura ante un sismo. Pero no es suficiente, se debe complementar con otra metodología que tome en cuenta factores propios de la construcción, como por ejemplo verificar si efectivamente las vigas que llegan a un nudo están centradas con respecto al eje de la columna, caso contrario se van a generar momentos de flexión adicionales, que no fueron considerados en el cálculo por tener una excentricidad. Por este motivo es conveniente complementar el cálculo analítico con la determinación de la Vulnerabilidad Sísmica empleando la Metodología Italiana, que se indica a continaución.

La Metodología Italiana (1986) es una de las más utilizadas a nivel mundia para

evaluar el Índice de Vulnerabilidad . La cuantificación se realiza en una escala de valores que va desde 0 hasta 90. Mientras mayor sea el puntaje que tiene una estructura mayor será su Índice de Vulnerabilidad y viceversa.

Para la evaluación las estructuras se clasifican en tres categorías: A, B y C,

obteniendo un valor de acuerdo a su clasificación, estos valores se indican en la tabla 1.3 destacando que estos valores son referenciales. Si la estructura es completamente segura es categoría A y el valor es de cero, este es el límite inferior; si la estructura es muy vulnerable es categoría C y de acuerdo al parámetro de evaluación se tiene el límite superior; en la evaluación se asignará un valor que esté entre los límites inferior y superior.

Tabla 1.3 Metodología Italiana para evaluar el Índice de Vulnerabilidad Sísmica

PARÁMETRO A B C

1.‐ Organización del sistema resistente 0 6 12 1.00 2.‐ Calidad del sistema resistente 0 6 12 0.50 3.‐ Resistencia Convencional 0 11 22 1.00 4.‐ Cimentación y Posición de edificio 0 2 4 0.50 5.‐ Losas 0 3 6 1.00 6.‐ Configuración en planta 0 3 6 0.50 7.‐ Configuración en elevación 0 3 6 1.00 8.‐ Conexión elementos críticos 0 3 6 0.75 9.‐ Elementos de baja ductilidad 0 3 6 1.00 10.‐ Elementos no estructurales 0 4 10 0.25 11.‐ Estado de conservación y año de construcción

0 10 20 1.00

La metodología Italiana considera 11 parámetros en la evaluación los mismos

que tienen un peso que indica que parámetro es más importante que otro. Finalmente se evalúa

(1.13)


Si el 20 la estructura es muy segura. Si el Índice de vulnerabilidad se

encuentra entre 20 y 50 se deberá evaluar la vulnerabilidad sísmica con otro método analítico, para confirmar o descartar la vulnerabilidad estructural, lo más probable es que si lo sea; finalmente si el 50 la estructura es muy vulnerable. Una breve descripción de cada uno de los parámetros se indica a continuación.

• Organización del Sistema Resistente.‐ Si la estructura está conformada por muros de corte, es clase A. Si está compuesta por vigas y columnas habrá que ver que tanto aporta la mampostería en el sistema resistente, si existe un efectivo aporte el valor de ki se encontrará entre A y B. Pero si no existe aporte de la mampostería y se observa que esta se encuentra suelta (no confinada) la calificación estará entre B y C.

Figura 1.10 Estructura con columnas cada 10 m., y mampostería sin confinamiento.

En la figura 1.10 se presenta una estructura de dos pisos, con columnas cada 10 m., sin vigas descolgadas y con mampostería no confinada, a la derecha de la figura 1.10 se observa un ladrillo entre el fin de la pared y la losa plana. Esta estructura presentó rajaduras en la losa plana del primer piso.

• Calidad del sistema resistente.‐ Mediante un esclerómetro se verá la resistencia del hormigón empleado en vigas, columnas y muros de corte y en base a este valor se realizará la evaluación. Se puede pensar en extraer núcleos de hormigón y ensayarlos en laboratorio pero es importante tener en cuenta que se requiere por lo menos tres muestras de cada elemento estructural y se corre el riesgo de dañar a la estructura por esto. También se debe ver si existen hierros que están expuestos al medio ambiente o elementos estructurales en los cuales se nota la presencia del agua. Por ejemplo, hay losas de cubierta con tanques de almacenamiento de agua en malas condiciones fruto de lo cual existe fuga de agua la misma que se queda en la losa, el agua tiende a filtrarse y va a oxidar la armadura, lo indicado se presenta en la fotografía izquierda de la figura 1.11 que fue tomada en un día de verano, a la derecha se muestran los


daños causados en la losa por la filtración de agua en la losa, en estas condiciones lo más probable es que los hierros estén oxidándose. A esta estructura se le debe también penalizar en el parámetro: Estado de conservación.

Figura 1.11 Estructura con filtraciones de agua.

• Resistencia Convencional.‐ Se encuentra la relación entre la capacidad resistente de la estructura y el cortante actuante debido a sismo .

Si 1.5, la estructura es clase A. Si el valor de se encuentra entre 0.7 y 1.5 es clase B. Finalmente si 0.7 es clase C. Este es el parámetro que demanda mayor tiempo en su evaluación, se entiende que el cortante debido a sismo , ya fue calculado cuando se realizó el análisis por el Método de Superposición Modal. Si no se ha calculado todavía se deberá encontrar el cortante basal mínimo, , aplicando la siguiente fórmula, de acuerdo al NEC‐11.

Donde es el factor de importancia; es el coeficiente de la aceleración de la gravedad del espectro elástico, asociado al período fundamental elástico; es el factor de reducción de las fuerzas sísmicas; , factores de penalización por irregularidades en plante y elevación; es el peso debido a carga muerta más un porcentaje de la carga viva. El cortante resistente de una columna de hormigón armado se halla con la siguiente ecuación.

0.53 Donde es la resistencia del hormigón expresada en kg/cm2; , es la base y la altura efectiva de la columna.

(1.14)

(1.15)

(1.16)


Para la mampostería, la capacidad al corte, se halla con la siguiente ecuación. San Bartolomé et al. (2011).

0.5 0.23 Donde es la resistencia a la compresión de la mampostería, para ladrillos de arcilla artesanal 5.1 / ; , son el espesor y longitud de la mampostería; es la carga axial de servicio que actúa sobre el muro.

13

1

Donde , , son el cortante y momento elástico que actúan en el muro. Para calcular en forma rápida y conservadora se puede considerar 1/3 y 0. Pero no solamente se debe hallar la relación entre la capacidad y la demanda de los cortantes. En estructuras de acero con lámina delgada doblada en frío se ha encontrado el parámetro relacionando la capacidad a compresión de un elemento que se considera crítico, considerando el pandeo local, global y torsional, con la demanda axial a compresión. Lo importante es tener en cuenta que se está evaluando la relación entre la Capacidad y la Demanda.

• Cimentación y Posición del Edificio.‐ Si la estructura se encuentra en perfil de

suelo B o C, que corresponden a suelo duro, y en suelo horizontal es clase A. El caso contrario será cuando la estructura se encuentre en un perfil de suelo E o F y se encuentre en terreno inclinado, que será clase C.

Figura 1.12 Estructura construida al lado de una quebrada rellenada.

A la izquierda de la figura 1.12 se aprecia una estructura de 3 pisos y un paso cubierto de 1 piso, inicialmente las losas de estos dos bloques estructurales, estuvieron a la misma altura pero la estructura de 1 piso fue construida sobre una quebrada que fue rellenada y con el paso del tiempo ha sufrido asentamientos; a la derecha de la figura 1.12 se ve con más detalle estos asentamientos; existe armadura longitudinal que une estos dos bloques, la misma que debe ser cortada ya que el bloque que se hunde está halando al

(1.17)

(1.18)


bloque de 3 pisos. Este tipo de detalles se debe evaluar en este acápite ver si la estructura no fue construida sobre o al lado de un relleno, si esto es así aparecerán detalles que lo revelan como la diferencia de nivel de las losas o rajaduras en las paredes. De igual manera se debe ver si la estructura que se está evaluando se encuentra cerca de un muro de contención que potencialmente puede desmoronarse y causar daño. Si es así es muy vulnerable por el impacto de la caída del muro.

Figura 1.13 Licuefacción de suelos durante el sismo de Japón de 2011.

Actualmente para varias ciudades del Ecuador se tienen microzonificaciones sísmicas, en las que se identifican los sitios en los cuales puede haber problemas de licuefacción de suelos, se recomienda leer estas publicaciones y ver si la estructura está exenta de este problema. En la figura 1.13 se aprecia un edificio que colapsó por licuefacción de suelos. Es fundamental recabar información (en el caso de que no se tenga planos) para inferir el tipo de cimentación utilizado y emitir una evaluación más precisa.

• Losas.‐ Si la losa es sobre vigas descolgadas en las dos direcciones ortogonales y además no se observan áreas muy grandes de aberturas (para gradas o tragaluces). Es clase A. Si en la inspección se observa que la losa está fisurada en los nervios es clase C, al margen de cualquier otro cosa. Si existe vigas en un solo sentido será clase B. Si es losa plana estará entre B y C.

Si existe una construcción que presenta una rajadura en la losa, la misma que atraviesa todo el peralte de la losa, esta es muy vulnerable y debe ser reforzada inmediatamente sin necesidad de más evidencias. En la figura 1.14 se muestran las rajaduras en la losa plana de la estructura indicada en la figura 1.10. A la izquierda se ven las rajaduras por la parte superior y a la derecha las rajaduras


por la parte inferior. Se nota que no se ha reforzado únicamente se ha arreglado con alguna masilla la misma que se está abriendo.

Figura 1.14 Rajaduras en losa por la parte superior e inferior.

• Configuración en Planta.‐ Una buena práctica para evaluar este parámetro es

tener presente las irregularidades en planta del NEL‐11 para establecer el parámetro . Si cumple con todo lo que estipula el NEC‐11 para que 1 es clase A. Si incumple en un solo parámetro es clase B. En más de un parámetro de los especificados por el NEC‐11 es clase C. Además si la relación entre dimensión larga con respecto a la dimensión corta, en planta del edificio tiende a la unidad es clase A.

Figura 1.15 Estructura en forma de “L”, irregular en planta.

En la estructura de la derecha de la figura 1.15 se aprecia una estructura en forma de “L” debido a que la escalera está acoplada al bloque de aulas. Estas estructuras tienen problemas de torsión debido a que los pórticos fuertes están en el lado de la grada y los pórticos débiles en el lado opuesto, serán los pórticos débiles los que colapsen o tengan gran daño. Además de ello esta estructura está unida a la de dos pisos por lo que van a golpearse cuando se muevan fuera de fase.


Otro problema que se presenta en la estructura indicada en la figura 1.15 son los voladizos que son de ∆ 2.0 ; y el ancho total del pórtico incluido el volado es 8 . Por lo tanto, la relación ∆/ = 0.25. La Normativa Italiana estipula que es tipo “C” cuando ∆/ > 0.25.

• Configuración en elevación.‐ Se recomienda proceder en forma similar al parámetro anterior. Pero a más de ello se debe verificar si la estructura presenta la falla denominada Piso Blando en la cual la rigidez del primer piso es menor a la rigidez de los pisos superiores. Si presenta esta falla es tipo C. La estructura presentada a la izquierda de la figura 1.16 tiene Piso Blando. Nótese que el nombre no tiene nada que ver con el tipo de suelo. En la figura 1.16 se presenta el colapso de una estructura con este tipo de falla durante el sismo de Perú de 2007; esta es una de las fallas más frecuentes durante sismos.

Figura 1.16 Colapso de una estructura con Piso Blando.

Figura 1.17 Estructura irregular en elevación y con columnas cortas.

Los ejes de columnas de una estructura deben ser completamente verticales, si no lo son la estructura es tipo C. En la figura 1.17 se observa la fachada de un escenario deportivo para que los espectadores puedan ver el partido desplazaron el eje de la columna 1 m., en la parte superior, esta excentricidad en el eje genera momentos adicionales a la columna. Además de ello esta estructura presenta problemas de columna corta, que será abordado más adelante.


• Conexión de elementos críticos.‐ En los nudos se debe chequear que las vigas se encuentren en la mitad del ancho de la columna, si esto ocurre, es clase A. Caso contrario, dependiendo de la excentricidad que tenga podrá ser clase B o clase C. A más de ello se penaliza a las vigas banda. A la izquierda de la figura 1.18 se presenta una viga cuyo ancho sobresale una dimensión , a cada lado del ancho de la columna; si el ancho de la viga es mayor en un 40% del ancho de la columna es clase C; en cambio si la relación

0.2 es clase A.

Figura 1.18 Conexión viga‐columna

A la derecha de la figura 1.18 se presenta la unión viga columna, vista en planta, en la que se aprecia que el ancho de las vigas es menor que el ancho de las columnas, esto es clase A y tendrá un buen comportamiento sísmico si

0.75 y además que la distancia del borde de la viga al borde de la columna sea menor a 10 cm.

• Elementos de baja ductilidad.‐ Fundamentalmente se debe ver si existe la denominada falla de Columna Corta, si hay se clasifica como tipo C siempre y cuando la altura de la columna corta sea menor a la cuarta parte de la altura total de la columna, caso contrario puede ser tipo B. Pero además de esto, en base a los planos se debe ver el grado de detallamiento que tiene la estructura para inferir la ductilidad de la misma y poder evaluar este parámetro. En la parte superior de la figura 1.19 se presentan dos estructuras con columnas cortas y por la longitud que estas tienen se clasifican como tipo C. En la parte inferior se presenta una estructura que falló durante el sismo de Perú de 2007, por el problema de columna corta.


Daño en columna corta. Sismo de Perú 2007 Figura 1.19 Estructuras con columna corta

• Elementos no estructurales.‐ En el sentido de que la caída de los elementos no

estructurales puede afectar a la estructura. Por ejemplo, una pared recubierta con piedra, en un sismo pueden desprenderse estos elementos y causar daño por el impacto.

• Estado de conservación y año de construcción.‐ Es fundamental el grado de conservación de la estructura, si está muy bien mantenida y si fue construida en los últimos 10 años es clase A. Si tiene buen mantenimiento pero fue construida hace más de 30 años la calificación estará alrededor de B. Si se aprecia humedades en las paredes y fue construida hace más de 10 años estará entre B y C. Se entiende que las edificaciones antiguas responden al nivel de conocimientos técnicos de la época y a la calidad de los materiales existentes.

La ventaja de utilizar la Metodología Italiana en el cálculo de la Vulnerabilidad

Sísmica, es que se puede adaptar la evaluación a otro tipo de estructuras como Edificaciones con Mampostería Soportante, sin mayor dificultad.


1.3.5 Estudio de Vulnerabilidad Sísmica en Quito

Se realizó un estudio de vulnerabilidad sísmica de 119 estructuras, de centros de educación, ubicadas en la ciudad de Quito, construidas la mayor parte de ellas hace 40 o 50 años y únicamente en un número muy reducido se tienen planos estructurales por lo que se debió excavar, en algunos casos para determinar la geometría de la cimentación como se observa a la izquierda de la figura 1.20; en otros casos se rompió el contrapisos para ver la armadura existente. (Ver fotografía derecha de figura 1.20).

Figura 1.20 Plinto de un bloque estructural y picado de contrapiso.

De igual manera se escanearon los elementos estructurales para determinar la

armadura longitudinal y transversal, como se observa a la izquierda de la figura 1.21. Donde no había certeza de la existencia de un elemento de hormigón armado se hicieron perforaciones con un taladro (ver parte derecha de figura 1.21)

Figura 1.21 Escaneo y perforaciones realizadas en las estructuras.

Cuando el recubrimiento es muy alto, en los elementos de hormigón armado, el

uso del escáner para determinar la armadura no es tan fiable por lo que se debe comprobar la armadura picando al elemento estructural para verificar la armadura.


Se realizaron estudios de sísmica de refracción, empleando un taco de dinamita como excitación; a la izquierda de la figura 1.22 se observa la perforación que se hizo para colocar a una profundidad de 1.5 m., la dinamita y a la derecha se ve la nube de polvo que se genera luego de la explosión. La propagación de las ondas fue registrada en los geófonos, con lo que se obtuvo la estratigrafía del suelo y la velocidad de la onda de corte, a una profundidad media de 30 m.

Figura 1.22 Estudios realizados para conocer la velocidad de la onda de corte.

A más de la sísmica de refracción, se realizaron Ensayos de Penetración

Estándar o SPT por sus siglas en inglés, con lo que se obtuvo la resistencia y propiedades del suelo. En la figura 1.23 se presenta el ensayo realizado en la estructura que se está hundiendo por haber sido construida en un relleno.

Figura 1.23 Ensayo SPT realizado.

Las estructuras analizadas son de menos de 5 pisos, por este motivo los

ensayos SPT llegaron a una profundidad máxima de 12 m. En la figura 1.24 se presenta la relación entre el esfuerzo admisible del suelo

con la velocidad de la onda de corte, inferida a partir del ensayo SPT. Se considera que un suelo es bastante resistente si la presión admisible es superior a 3 kg/cm2; para el caso contrario, un suelo tiene poca resistencia a la compresión si la presión admisible


es menor a 1.5 kg/cm2; los suelos comprendidos entre estos dos valores son de dureza intermedia. Con esta hipótesis se han clasificado los suelos en S1, S2, S3, de acuerdo a la nomenclatura del CEC‐2000.

Figura 1.24 Relación entre el esfuerzo admisible y la velocidad de la onda de corte.

Obtenidos del ensayo SPT hasta 12 m., de profundidad.

Por otra parte, con la ayuda de un esclerómetro se encontró la resistencia de los hormigones. El valor medio encontrado en 35 bloques estructurales fue de 173.56 kg/cm2, en columnas y de 249.37 kg/cm2, en vigas. Es importante antes de realizar los ensayos, calibrar el esclerómetro, construyendo un cilindro de hormigón y antes de ensayarlo encontrar la resistencia con el esclerómetro.

De igual manera se recuerda que las resistencias que se obtienen con el

esclerómetro deben hacerse en un área de 17 por 17 cm, en un elemento estructural. Si se tienen en cuenta estas dos observaciones: la calibración y el área se minimiza la incertidumbre que se tiene al hallar la resistencia del hormigón con el esclerómetro.

También se tiene incertidumbre cuando se extrae un núcleo de hormigón, ya

que en su extracción se daña de alguna manera al hormigón por este motivo es que el ACI 540 establece que la resistencia promedio de 3 núcleos debe ser superior a 0.85 y en ningún resultado individual inferior a 0.75 . Siendo la resistencia del hormigón a la compresión a los 28 días.

Con toda esta información se realizó un análisis sísmico espacial, en la mayor

parte de los casos, para encontrar la respuesta en términos de desplazamientos


laterales y fuerzas de las estructuras, ante el sismo estipulado en el CEC‐2000, teniendo en cuenta el tipo de suelo en que se encuentra la estructura y la calidad de los materiales empleados.

Las estructuras con derivas de piso mayores a 2 % son muy vulnerables y

probablemente colapsen o tengan un daño excesivo ante un sismo severo. Las estructuras con derivas de piso comprendidas entre 1 y 2% son también vulnerables van a tener un daño que no es compatible con el desempeño esperado en un Centro de Educación. Finalmente las estructuras con derivas de piso menores al 1 % son seguras.

En base a estos dos parámetros: Deriva de Piso , e Índice de Vulnerabilidad

se evaluó la vulnerabilidad sísmica de 119 bloques estructurales los resultados se presentan en la figura 1.25 y se resume en los siguientes resultados: el 45.38 % de las estructuras son muy vulnerables; el 27.73 % son vulnerables y el 26.89 % son estructuras seguras sísmicamente. Al sumar las dos primeras cantidades se encuentra que el 73.11 % de los Bloques Estructurales de los Centros de Educación de Quito, van a presentar demasiado daño y una buena parte de ellos van a colapsar ante un sismo severo, similar al prescrito en el CEC‐2000.

Figura 1.25 Deriva de Piso e Índice de Vulnerabilidad encontrados en el estudio.

Los resultados obtenidos en el estudio de vulnerabilidad sísmica de los centros

de educación, refleja lo que puede pasar con las estructuras del Ecuador, debido a que


construcciones similares se construyen con columnas de pequeñas dimensiones, vigas que están ligeramente descolgadas o con losa plana. Por este motivo es importante realizar estudios de vulnerabilidad sísmica y proceder a reforzar las estructuras si el caso lo amerita.

1.4 VULNERABILIDAD SÍSMICA EN EDIFICIOS CON MUROS DE CORTE Es lógico pensar que los edificios construidos en la última década son muy

seguros ya que fueron diseñados con normativas sísmicas modernas y materiales adecuados. Pero esto no sucedió con algunos edificios de Santiago de Chile, que resultaron muy dañados durante el sismo de 2010. Por este motivo es conveniente presentar dos estudios el uno realizado en la Universidad de Concepción por Giuliano (2010) quien propone una metodología para evaluar la vulnerabilidad sísmica de las estructuras de altura que se construyen en Chile, basado en la metodología Italiana y el otro realizado en la Universidad de Chile en que aplican la metodología de Giuliano a varios edificios que fueron dañados en Santiago y lo correlacionan con el daño observado, uno de esos edificios estudiados es el que se presenta en la figura 1.26

Figura 1.26 Edificio Emerald, daño en muro y configuración en planta.


A simple vista el edificio presentado en la parte superior de la figura 1.26, parece bastante seguro ante la acción de los sismos y más aún si fue construido en el año 2008. Es verdad que se lo ve bastante alargado y que es irregular en planta por la serie de salientes que tiene pero al ver la configuración en planta que se muestra en la parte inferior de la figura 1.26 se aprecia que hay una gran cantidad de muros, con espesores que varían entre 17 y 25 cm. El bajo espesor de los muros puede llevar a pensar que la estructura no es tan segura pero nada más.

En la parte superior derecha de la figura 1.26 se aprecia uno de los muros que

fallaron a flexo compresión; esta falla se presentó en 5 ejes transversales de muros del subterráneo. Al ver esto uno no debe fiarse de la seguridad sísmica de las estructuras y empezar a evaluar con métodos rápidos como el que se indica a continuación.

1.4.1 Metodología de Giuliano

Giuliano son los trabajos de Giuliano (2002, 2004, 2010) para evaluar la vulnerabilidad sísmica, de edificios de hormigón armado con muros de corte, modificando la Metodología Italiana. En la tabla 1.4 se presentan los 9 parámetros que considera en la evaluación, los valores de y los pesos de cada uno de los componentes . El Índice de Vulnerabilidad se evalúa con la siguiente ecuación:

Tabla 1.4 Metodología propuesta por Giuliano (2010) para evaluar la vulnerabilidad.

PARÁMETRO A B C

1.‐ Organización del sistema resistente 0 1 2 3.00 2.‐ Configuración en elevación 0 1 2 1.75 3.‐ Elementos no estructurales 0 1 2 1.75 4.‐ Configuración en planta 0 1 2 1.5 5.‐ Resistencia convencional ‐1 0 1 1.25 6.‐ Presencia de diafragmas horizontales 0 1 2 1.25 7.‐ Calidad y Conservación del sistema resistente

0 1 2 1

8.‐ Tipo de fundación 0 1 2 1 9.‐ Posición del edificio 0 1 2 0.5

Al comparar las tablas 1.3 y 1.4 se concluye que en la última tabla se ha eliminado los parámetros: Conexión de elementos críticos y Elementos de baja ductilidad. De igual manera cambían los valores de y . Para encontrar el Índice de Vulnerabilidad Normalizado, entre 0 y 1. Donde el primer valor corresponde a una estructura muy segura y el último a una estructura muy vulnerable, se utiliza la siguiente ecuación.


∑ 1

25.75

Los parámetros son básicamente los mismos de la Metodología Italiana. El que

ha sido desarrollado con más detenimiento es el primero que se indica a continuación.

• Organización del sistema resistente

Se considera 6 subfactores que están indicados en la tabla 1.5, con sus respectivos puntajes y pesos .

Tabla 1.5 Subfactores para evaluar Organización del Sistema Resistente

PARÁMETRO A B C

1.‐ Período 0 0.5 1 0.3 2.‐ Razón de aspecto 0 0.5 1 0.3 3.‐ Cantidad de líneas resistentes 0 0.5 1 0.75 4.‐ Calidad de líneas resistentes 0 0.5 1 1.25 5.‐ Distancia entre cuerpos del edificio o con otros edificios colindantes

0 ‐ 1 0.3

6.‐ Rigidez torsional y distancia entre centro de masa y centro de rigidez

0 0.5 1 1.0

∑

3.9

Si es menor a 0.3, la estructura es clase A. Si es mayor a 0.6 la estructura

es clase C. Si se encuentra entre 0.3 y 0.6 es clase B. Los subfactores indicados en la tabla 1.5 se evalúan de la siguiente manera:

a) Período.‐ Compara el período fundamental de la estructura con el período para

el cual se produce la aceleración máxima del espectro de diseño de la norma NCh 433 Of96. Es clase C si el período está cercano al valor máximo.

b) Razón de aspecto.‐ Se obtiene la relación entre la altura total del edificio con el lado menor del edificio en planta . De tal manera que se mide la esbeltez del edificio mediante el parámetro

Si 2 es clase A. Si 3 es clase C. Es clase B cuando no es A ni C. c) Cantidad de líneas resistentes.‐ Mientras más líneas resistentes la estructura

es más segura. Para evaluar este parámetro se obtiene el mínimo número de

(1.19)

(1.20)

(1.21)


líneas resistentes, , , en sentido X y en sentido Y, que debe tener en cada dirección suponiendo que estas se encuentran cada 5 m.

5 1 5 1 Donde , son las longitudes de la planta en dirección X, Y. Este factor se debe evaluar en cada planta. En la figura 1.27 se tiene que: , son el número de líneas resistentes paralelas a los ejes X, Y.

Figura 1.27 Nomenclatura para evaluar el parámetro de líneas resistentes

Es clase A, si en todos los pisos se cumple que: 1.4 y 1.4 Es clase C si en una o más plantas del edificio, se cumple cualquiera de las siguientes condiciones.

y y 1.4 y 1.4 1.4 y

1.4 y Si no es clase A ni C es clase B.

d) Calidad de líneas resistentes.‐ Se refiere a la continuidad en planta o elevación de las líneas resistentes. Las discontinuidades se refieren a los cambios bruscos de las rigideces. Sea , , el número de líneas discontinuas en sentido X, Y, respectivamente. En base a esta variable se tiene:

Es clase A, si:

0.25 y 0.25

(1.22)


Es clase C, si verifica cualquiera de las siguientes condiciones o piso blando en uno o más niveles del edificio.

0.5 y 0.5 0.5 y 0.25 0.5 0.5 y 0.25

0.5 y 0.25 0.5 0.5 y 0.25

Si no es clase A ni C es clase B.

e) Distancia entre cuerpos de edificios o con otros edificios colindantes.‐ Se debe verificar que la separación entre bloques estructurales sea la adecuada. La distancia mínima está especificada en cada normativa sísmica. En la norma NCh 433. Of 96 la distancia mínima es igual al doble del 2 por mil de la altura total del edificio ni menor a 3 cm. Es clase A si cumple con la norma. Si no cumple es clase C. No hay opción de clase B.

f) Rigidez torsional y distancia entre centro de masas y centro de rigidez.‐ Se evalúa aproximadamente la distancia entre el Centro de Masas, CM., y el Centro de Rigidez, CR y la rigidez torsional existente en cada una de las plantas.

Es Clase A, si en ambas direcciones la distancia entre el CM y CR es menor al 25% de la longitud del lado ortogonal y hay presencia de muros perimetrales o cercanos al perímetro en todas las plantas. Al tener los muros en la periferia se tiene gran rigidez torsional, en la figura 1.28 se presenta el edificio Avianca que se halla ubicado en el centro de Bogotá y tiene muros de corte en las cuatro esquinas en los dos sentidos.

Figura 1.28 Edificio Avianca, ubicado en el centro de Bogotá.

Es Clase C, cuando existen problemas de torsión o se tiene muy baja rigidez torsional debido a que la mayor parte de muros se han colocado en la parte central del edificio. En la figura 1.29 se ilustra está mala estructuración donde a


la derecha se ha colocado el caso de un edificio abierto que tiene serios problemas de torsión.

Figura 1.29 Estructuras clase C, por problemas de torsión o poca rigidez torsional.

Como se indicó no se indican los restantes parámetros porque son similares a

los de la Metodología Italiana. Se debe destacar que en Chile, hay revisores de los Proyectos Estructurales, de tal manera que la responsabilidad recae en el Proyectista Estructural y en el Revisor.

Con este antecedente en el parámetro: Calidad y Conservación del sistema

estructural, es clase A, si el edificio tiene revisión estructural y clase C si no lo tiene. Pero esto en lo que se refiere a Calidad, también se debe evaluar la conservación de la estructura y el año de construcción. 1.4.2 Nivel de daño Observado

Cardemil (2011), evaluó 13 edificios de hormigón armado, ubicados en Santiago de Chile, que sufrieron un daño importante durante el sismo de 2010. Pero a más de estos edificios evaluaron a otros que estaban muy cerca de los 13 más afectados; en total evaluaron 53 edificios y encontraron que los daños más frecuentes son los indicados en la tabla 1.6; en base a estos daños cuantificaron el Nivel de Daño, para el efecto se dio un peso, el mismo que se indica en la última columna de la tabla 1.6 a cada uno de los daños observados.

Tabla 1.6 Daños frecuentes observados en edificios de Santiago de Chile

Daño

Descripción del daño presentado

Ponderación

1 Inoperancia del ascensor 0.1 2 Daño severo en elementos secundarios o no estructurales 0.5 3 Falla de corte en dinteles 0.5 4 Agrietamiento en losas 0.5 5 Grietas horizontales y pérdida de materiales en muros

Estructurales de pisos inferiores 1

6 Desplome de muros 1 7 Fractura de armadura longitudinal en muros 1

∑ ∑

(1.23)


En la tabla 1.7, se indican los 13 edificios que evaluaron, en la primera columna se indica un código de identificación; en la segunda el nombre del Edificio y entre paréntesis la dirección, los cuatro primeros se encuentran en la Comuna Nuñoa, los 3 siguientes en Santiago Centro, los 4 siguientes en Macul y los 2 últimos en Independencia; en la tercera columna el año de construcción, todos son muy nuevos; en la quinta el número de pisos y finalmente se indica el daño presentado. Cardemil (2011).

Tabla 1.7 Daño presentado en algunos edificios de Santiago de Chile

N Nombre de Edificio Año Pi‐sos

Daño Presentado 1 2 3 4 5 6 7

1 Emerald (Irarrázaval 2931) 2008 19 X X X X 2 Los Cerezos (Los Cerezos 33) 2008 26 X X X X X3 Rafael Prado (Prado 222) 2008 20 X X 4 Regina Oriente (Pacis 760) 2008 21 X X X X 5 Dolce I (Amunategui 620) 2008 24 X X 6 Geocentro Amunategui (Amunategui

810) 2008 26 X X X X X

7 Central Park (Balmaceda 2150) 2003 19 X X X X8 Sol Oriente I (Exequiel Fernández 2302) 2006 18 X X X X X9 Sol Oriente II (Macul 2301) 2006 18 X X X X X10 Gregorio de la Fuente (G. de la F. 3268) 2007 18 X X 11 Don Manuel (Manuel Sánchez 3271) 2007 19 X X 12 Vista Hipódromo (Hipódromo Chile 1631) 2007 21 X X X 13 Hipódromo (Hipódromo Chile 1770) 2007 18 X X X

Los edificios seleccionados presentan un daño severo en los elementos no

estructurales y luego se aprecia que el daño que más se repite es agrietamiento en losas y grietas horizontales en los muros de los pisos inferiores. 1.4.3 Vulnerabilidad Sísmica y Nivel de daño Observado

En la primera columna de la tabla 1.8 se identifica al Edificio de acuerdo a la nomenclatura de la tabla 1.7, en la segunda se indica el espesor de la losa maciza de entrepiso, que no tienen vigas de borde; en las cuatro siguientes columnas se presenta información sobre los muros de corte, se empieza indicando el espesor de los muros, la cantidad en negrilla corresponde al espesor común, se aprecia que son muros con espesores muy bajos para el número de pisos; luego se indica si la estructura presenta la falla denominada muro bandera en que existe un cambio brusco de la rigidez, esta falla se presenta normalmente en la planta baja; posteriormente se indica la forma de los muros, si son en forma de “T”, “L”, o rectangular; finalmente, para terminar con la información de los muros se indica el confinamiento en los extremos del muro. A continuación se indican los períodos fundamentales en sentido longitudinal y transversal. Después se indica el número de líneas resistentes en el piso tipo en los dos


sentidos y finalmente los índices de vulnerabilidad normalizado y el nivel de daño observado, calculados por Cardemil (2011), bajo la dirección de la Profesora Moroni. Tabla 1.8 Índice de Vulnerabilidad Normalizado, y Nivel de Daño observado,

N

Losa (cm.)

Muros de corte Períodos Líneas resis.

(cm.) MB. For‐

ma Con‐ fin.

Long.(s)

Tran.(s)

Long. Tran.

1 14,18 17,20,25 SI T,L NO 0.66 1.38 4 14 0.62 0.572 15 20,30,40 SI L BAJO 1.07 1.41 7 12 0.76 0.673 16 20,25 NO ‐‐ NO 1.37 0.86 3 15 0.64 0.224 16 20,25 NO ‐‐ NO 0.71 0.83 6 9 0.65 0.465 16 20,30 SI L BAJO 1.01 1.64 6 10 0.64 0.226 14 20 SI L NO 1.72 2.00 9 10 0.69 0.877 15 20 SI L BAJO 0.50 0.82 7 9 0.69 0.658 15 20,25 SI L SI 0.49 0.85 5 10 0.68 0.879 15 20,25 SI L SI 0.49 0.85 5 10 0.68 0.8710 14 17 SI ‐‐ SI 0.69 0.97 7 9 0.55 0.3311 16 15,20 SI L SI 0.65 0.78 9 6 0.62 0.2212 14 18,25 SI ‐‐ SI 0.87 1.07 5 13 0.59 0.5413 15 15 SI T BAJO 0.90 0.90 6 8 0.69 0.33

En las estructuras analizadas, el período de vibración varió entre 0.49 y 2.0 seg. Es muy probable que en este rango de períodos se tengan aceleraciones espectrales altas pero se observa que los espesores predominantes de los muros se encuentran entre 15 y 20 cm., cantidad muy baja para el número de pisos, irregulares en planta y sin o con bajo confinamiento en los extremos del muro. 1.4.4 Índice de Vulnerabilidad de Shiga

Shiga, a partir de la información reunida en el sismo de Japón de 1968, propone evaluar la vulnerabilidad sísmica de edificios de mediana altura, conformados por muros de corte, a partir de los siguientes parámetros.

• Índice del área de muros

∑

Donde es el área de la sección transversal de muros en una dirección y en

un nivel determinado del edificio; ∑ es el área total de la planta sobre el piso considerado del edificio. Se considera como muros solo aquellos cuya longitud es mayor a 60 cm. Mientras más bajo es el valor de es más vulnerable, debido a que se tiene menor área para resistir las fuerzas de corte.

(1.24)


• Índice de tensión de corte nominal

Donde es el peso total del edificio sobre un cierto nivel; es el área de

muros en una dirección en un nivel determinado; es el área de columnas en una dirección en un nivel determinado del edificio. Este índice representa el esfuerzo de corte promedio, mientras más alto es el valor de es más vulnerable.

En el estudio realizado por Shiga (1977) encontró que los edificios más

vulnerables sísmicamente tienen los siguientes valores:

30 12

Es lógico pensar que en 1968 un edificio de mediana altura habrá tenido unos

10 pisos. Por lo que no es aplicable la clasificación de vulnerabilidad de Shiga para edificios que tienen un promedio de 20 pisos como los que fueron dañados en el sismo de Chile de 2010. En la tabla 1.9 se presentan estos índices para los 13 edificios de Santiago de Chile que sufrieron daño en el sismo de 2010; los valores fueron hallados en el subsuelo. Cardemil (2011).

Tabla 1.9 Parámetros de Shiga para edificios de Chile afectados por sismo de 2010

Edificio Sentido Longitudinal Sentido Transversal

(cm2/m2)

(kgf/cm2)

(cm2/m2)

(kgf/cm2)

1 21 45 12 76.9 2 16 62.5 15 62.5 3 8 125 21 45.5 4 19 52.6 17 58.8 5 19 52.6 21 47.6 6 20 58.8 17 71.4 7 26 41.7 21 52.6 8 28 34.5 20 47.6 9 28 34.5 20 47.6 10 24 40 22 41.7 11 23 38.5 27 33.3 12 35 31.3 27 40 13 15 71.4 16 66.7

Los valores de presentados en la tabla 1.9 son bastante bajos y los valores

de son bastante altos, por lo que las estructuras que sufrieron daño eran muy vulnerables. Cardemil (2011) propone que para edificios con muros de corte de 20 pisos en promedio, son vulnerables si:

(1.25)


16 60

En el sismo de Chile de 1985, las edificaciones que sufrieron daño tuvieron

menos de 10 pisos; en la tabla 1.10 se presentan 6 de ellas en las que se indica el número de pisos, el área de muros, el área en planta, el peso del edificios y los índices

e . Giuliano et al. (2004).

Tabla 1.10 Índices estructurales en edificios dañados durante el sismo de Chile de 1985

Edificio N.

Pisos

Área de muros (m2)

Área En

planta

Peso Edificio (T.)

(cm2/m2)

(kgf/m2)

Eje X Eje Y Prunotto 5 4.08 6.29 180.6 948.2 56.48 17.71 Nonanza 7 7.91 10.83 401.0 2947.4 32.88 30.42 El Marqués 8 3.58 6.42 254.6 2138.9 20.09 49.79 Honolulú 6 8.24 8.12 324.0 2040.9 50.13 19.95 Beagle J5 5 2.17 4.32 134.5 706.3 40.32 24.80 Beagle HA 5 1.74 7.35 126.5 664.4 34.39 29.08 Beagle K5 5 1.17 1.97 68.4 358.8 42.79 23.37

Si se aplicara la propuesta de Cardenil (2011) a los edificios de la tabla 1.10,

resulta que todos son seguros. Por este motivo es importante tener en cuenta el número de pisos, la propuesta de Cardenil es válida para edificios de 20 pisos. La de Shiga (1977) es más apropiada para edificios de 10 pisos o menos.

1.5 OTRAS EXPERIENCIAS DE ESTUDIO DE VULNERABILIDAD

Normalmente existen varias causas por las cuales una estructura es vulnerable ante la acción de un terremoto pero de ellas siempre existe una que es la más importante y en este apartado se presentan con un pequeño comentario o con fotografías de estructuras similares que tenían la misma falla y tuvieron un mal comportamiento en sismos pasados, en otros Países.

• No se construye de acuerdo a Planos Estructurales

Las aulas de algunos centros de educación de Quito, debían construirse con un

Plano Estructural tipo, de tres pisos, con dos ejes de columnas en sentido longitudinal y seis ejes de columnas en sentido transversal; en la figura 1.30 se presenta la planta de este plano, existen cuatro luces de 4.5 m., y una de 3.90 m., destinada a la grada. Las columnas son de 30/40 orientando la mayor dimensión paralelo a la luz de 6.05 m; en el sentido transversal las vigas son de 30/55 cm., y existe un voladizo de 2.05 m.; en el sentido longitudinal las vigas son de 25/40 cm., la losa es alivianada de 25 cm, de alto.


Figura 1.30 Vista en Planta de estructuras donadas por el Gobierno de Japón.

Ahora bien muy pocas construcciones respetaron el Plano Estructural, en

algunas de ellas las gradas fueron construidas en la parte frontal, acoplando la losa de entrepiso a la estructura principal, con lo que se generó una estructura en forma de “T” o en forma de “L”, que tienen problemas de Torsión.

En la figura 1.15, (apartado 1.3.4) se presenta la estructura de 3 pisos de un

Colegio, la grada está en el último vano, acoplada a la estructura, con lo que la estructura tiene la forma de “L”. En la figura 1.31 se presenta otro colegio de 3 pisos en la cual la grada fue construida entre el tercer y cuarto vano, nuevamente acoplando la losa de la grada a la estructura principal; en este caso se tiene una estructura en forma de una “T”. En los dos casos no se respeto el plano estructural tipo y se construyeron estructuras irregulares en planta con problemas de torsión.

Figura 1.31 No se construyó de acuerdo al Plano Estructural

• Ampliaciones sin criterio Ingenieril

La estructura indicada en la figura 1.30, fue diseñada para soportar 3 pisos,

pero una vez finalizada la construcción se piensa que el hormigón armado resiste todo y que la Ingeniería Civil es algo muy sencillo por lo que se decide hacer ampliaciones

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Figura 1.33 Capacidad sísmica resistente de un pórtico longitudinal de estructura tipo.

• Estructuras de cubierta de Piscina

En la figura 1.34 se presenta las fachadas o pórticos interiores en sentido transversal de las piscinas de cuatro centros de educación. En las tres primeras estructuras se aprecia que la mampostería, de los pórticos exteriores transversales, está confinada con vigas y columnas de hormigón armado, las mismas que llegan hasta la altura de las columnas de los pórticos transversales y después se tiene grandes ventanales. Por lo tanto, en sentido longitudinal solo existen dos pórticos resistentes, esta es la principal causa para la gran vulnerabilidad sísmica de ésta estructuras.

Una buena estructuración sísmica habría contemplado que las columnas interiores de los pórticos exteriores transversales, lleguen hasta la cercha de la viga transversal, de esa manera se tenían varias líneas resistentes en sentido longitudinal. El problema de estas estructuras es que son rígidas en sentido transversal y muy flexible en sentido longitudinal.

Las cubiertas de las Piscinas que se encuentran al lado izquierdo de la figura

1.34, están formados por una estructura en celosía con varillas redondas de acero; estructuralmente es mejor trabajar con un perfil tubular que con una varilla redonda ya que las primeras tienen mayor momento de inercia, que la varilla.

En las estructuras, de las tres primeras piscinas, existen tensores pero no están

colocados formando unas vigas de borde que son eficientes para resistir las fuerzas sísmicas, en cambio en la última no hay tensores que es bastante crítico.


Figura 1.34 Estructuras de cubiertas de Piscinas.

• Losa Plana

En el Ecuador y Chile se construyen losas planas, sin vigas descolgadas pero con

diferencias muy notables; la primera es que en el Ecuador las losas son alivianadas y en Chile son macizas y la segunda que en el Ecuador se construyen con columnas mientras que en Chile se usan muros de corte. De tal manera que las estructuras con esta tipología estructural de losa plana, de Ecuador son muy flexibles y las de Chile son más rígidas.

Las estructuras con losa plana tienen derivas de piso muy alta, en contraste con

las estructuras con losas sobre vigas; si a esto se añade que en algunos centros de educación, se tienen solo dos ejes resistentes en un sentido, con volados y sobrepeso por la presencia de jardineras y antepechos de hormigón armado la estructura es muy vulnerable.

A la izquierda de la figura 1.35 se presenta la losa plana de un centro de

educación de Quito, con los problemas de sobrepeso anotados en el párrafo anterior, se precia uno de los voladizos. A la derecha de la figura 1.35, se indican las grietas en una losa plana maciza durante el sismo de Chile de 2010. En la tabla 1.7 se vio que 9 de las 13 estructuras analizadas tuvieron daño en las losas de los entrepisos, por la falta de vigas por un lado y por otro por que el espesor era muy pequeño.


Estructura con losa plana Daño en losa plana (Chile 2010)

Figura 1.35 Estructuras con Losa Plana

• Redundancia

Mientras mayor número de ejes de columnas tiene una estructura es más segura ante sismos. Una buena parte de las estructuras de los centros de educación analizados, tienen dos ejes de columnas en el sentido longitudinal y más de cuatro ejes en el sentido transversal, de tal manera que estas estructuras tienen poca redundancia en sentido longitudinal.

Edificio Karina Edificio Calypso

Figura 1.36 Estructuras con poca redundancia.


Durante el sismo de Bahía de Caráquez de 1988, en Ecuador, un denominador de las estructuras que tuvieron un mal comportamiento sísmico fue que tenían 9 columnas en total, 3 en cada dirección y con losa con vigas pérdidas en la losa. En la parte superior izquierda de la figura 1.36, se observa el estado en que quedó el Edificio Karina, que meses después fue derrocado y a la derecha el único edificio que colapsó durante el sismo, el Calypso; las dos estructuras tenían 9 columnas y eran de 5 y 6 pisos respectivamente. Aguiar et al. (1998).

En la parte inferior de la figura 1.36 se presenta el Bloque de Aulas de un

Colegio, conformado por 6 paraboloides hiperbólicos, a la izquierda se observa que uno de ellos tiene junta en su perímetro de tal manera que ese paraboloide solo tiene 1 columna y es la que se presenta en la parte inferior derecha; este bloque estructural no tiene redundancia por lo que es vulnerable con el agravante de que tiene columna corta, menos mal que tiene vigas descolgadas. Los otros 5 paraboloides tampoco tienen redundancia ya que en un sentido se tienen 2 ejes de columnas y en el sentido largo 3 ejes. Cada columna se encuentra cada 10 m., pero no tienen vigas descolgadas como en el caso de la estructura de 1 paraboloide, lo que les convierte en muy vulnerables.

• Mala estructuración o construcción

Parece ser que algunas construcciones lo ejecutaron por etapas, una de ellas es

el Coliseo que se indica en la figura 1.37, en una primera se construyó la cubierta y los graderíos y en una segunda etapa construyeron los cerramientos transversales en los extremos sin que estén acoplados a la estructura.

En la parte superior de la figura 1.37 se presenta el Coliseo, lo lógico habría sido

que la pared transversal que se observa al fondo se encuentre bajo el primer pórtico de esa forma las cercha de acero de lámina delgada estaría apoyada en las columnas y vigas de confinamiento que tiene la pared transversal.

En la fotografía inferior de la figura 1.37 se aprecia que la pared transversal se

encuentra 1 m., más atrás. En estas condiciones la estructura del Coliseo es muy vulnerable en el sentido longitudinal, agravado por la presencia de columnas cortas en los pórticos exteriores longitudinales. Además estas columnas no son completamente verticales ya que bajo los graderíos las columnas se encuentran 1 metro más adentro; seguramente construyeron de esta manera para que las columnas no tapen la visibilidad de los espectadores, ver fotografía de figura 1.17.

Otro caso que llama mucho la atención es las Aulas de 4 pisos del Colegio que

se aprecia en la figura 1.38, debido a que en tiene una longitud de 131.40 m., de largo y está compuesto por 3 bloques estructurales: el primero tiene una longitud de 37.5 m., el segundo de 67.65 m., y el tercero de 26.25. El ancho es prácticamente constante y es de 9 m. De tal manera que las relaciones largo para ancho son: 4.17; 7.52 y 2.92, respectivamente. Si la relación largo para ancho es mayor que 2, la estructura es


vulnerable pero esta relación es mucho más alta, especialmente en el bloque central que es de 7.52; este bloque tiene juntas de construcción de 1 cm.

Figura 1.37 Mala estructuración de un Coliseo

Otro caso es la estructura de 2 pisos, donde funciona un Gimnasio que es

completamente irregular en planta y elevación; además la planta baja es de hormigón y la del segundo de acero de lámina delgada; en esta estructura no hay continuidad en el desarrollo de las columnas ni de las vigas. En la figura 1.39 se observa, a la izquierda, las columnas de hormigón en la planta baja, con la presencia de columna corta y de acero en la planta alta. A la derecha se aprecia que no existe continuidad en el desarrollo de las vigas. En el reforzamiento del Gimnasio en lo posible se respetó los espacios abiertos para el desarrollo de sus actividades como es el área de la cama elástica pero en los restantes espacios se prolongaron las vigas en los sitios donde no


existían y se rellenaron de hormigón las columnas metálicas de acero para darle más rigidez y evitar problemas de pandeo, al ser las columnas esbeltas.

Figura 1.38 Estructura muy alargada con juntas de 1 cm., de ancho.

Figura 1.39 Estructura mixta con columnas y vigas no continuas.

• Aulas de Fibrolit

En varios centros de educación, existen aulas, como la mostrada en la figura

1.40; se aprecia que la cubierta es de Galvalume que está apoyada sobre correas de acero de lámina delgada y estas a su vez se apoyan en las paredes de Fibrolit.

El Fibrolit es un tablero de cemento reforzado con fibras mineralizadas de

maderas seleccionadas, es un material impermeable y resistente a la intemperie; el


peso específico está entre 1 y 1.10 g/cm3; el módulo de elasticidad se encuentra entre 3600 y 4000 N/mm2. Las planchas de fibrolit están enmarcadas en perfiles de aluminio.

Figura 1.40 Aulas soportadas con Fibrolit.

Ante cargas verticales han funcionado muy bien pero ante cargas sísmicas el

comportamiento es similar a una casa levantada con naipes de una baraja, que simplemente las planchas de Fibrolit se van a caer ante movimientos laterales.

La fotografía que se encuentra a la derecha de la figura 1.20, corresponde a una de estas aulas, como se ve no hay armadura en el contra piso, todo esto demuestra que se subestima a la construcción y al problema sísmico del Ecuador.

• Estructuras antiguas

Existen estructuras emblemáticas construidas hace muchos años con

mampostería soportante sin columnas de hormigón armado que deben ser reforzadas, una de ellas es la que se presenta a la izquierda de la figura 1.41.

La mampostería de ladrillo o de adobe funciona bastante bien a compresión

pero no a flexión; el ancho de las paredes varía pero está alrededor de los 80 cm., esta situación de alguna manera ayuda en el reforzamiento para poder insertar vigas y columnas de hormigón dentro de la mampostería y tener una estructura bien amarrada pero también es perjudicial por el gran peso que tienen las paredes.

Por otra parte, en estas construcciones se tiene que asegurar que las vigas de

madera de las cubiertas o de los entrepisos, tengan un buen apoyo para que no se vayan a caer durante un sismo.

A la derecha de la figura 1.41 se presenta una estructura con mampostería de

ladrillo soportante, sin armadura, que estuvo a punto de colapsar durante el sismo de Perú de 2007. Nótese el gran daño que tienen las columnas.


Figura 1.41 Estructura emblemática con mampostería soportante.

• Estructuras de lámina delgada

En la mayor parte de los centros de educación, se observan aulas conformadas

por una estructura de acero, con perfiles de lámina delgada de pequeñas dimensiones, normalmente doble “G” de 100/50/15/3 mm., como columnas con lo que se tiene una columna tubular cuadrada de 10 cm., de lado y 3 mm., de espesor, para cubrir luces que están alrededor de los 6.0 m., en sentido transversal.

Las vigas en sentido transversal son de las mismas dimensiones de las

columnas, al igual que las vigas de los dos pórticos longitudinales, para las correas se coloca únicamente un perfil “G”, a excepción del cumbrero donde van dos perfiles. Los pórticos en sentido transversal están espaciados cada 4.0 m., aproximadamente.

No existen tensores en las cubiertas, ni en los pórticos transversales, que

ayudarían a tener un mejor comportamiento sísmico. En la figura 1.42, a la izquierda se presenta una de estas estructuras que son de

1 piso y a la derecha se observan los elementos que estructuralmente trabajan. La mampostería en sentido transversal se encuentra al inicio y fin de la estructura y saltando un pórtico para separar las clases; esta mampostería cubre una gran área porque no existe un elemento confinante en la parte central.

Con todo lo expuesto en este apartado y en el 1.3, se aspira haber dado una

idea de lo que hace que una estructura sea vulnerable ante la acción de los sismos. Un gran denominador de las estructuras analizadas es que son bastante flexibles pero a los que no conocen del tema les parece muy rígidas, solo así se explica la serie de ampliaciones que se han realizado.


Figura 1.42 Aulas con perfiles de acero de lámina delgada.

1.6 REFORZAMIENTO ESTRUCTURAL

En este apartado se va a presentar algunos aspectos que se consideran

interesantes sobre el reforzamiento realizado en los centros de educación de Quito, cuya vulnerabilidad sísmica ha sido evaluada.

• Reforzamiento de plintos

Cuando se crean nuevos ejes de columnas, se debe diseñar una nueva

cimentación pero cuando no sucede esto y se tienen cargas más altas que llegan al suelo se debe reforzar la cimentación existente. Aquí se va a describir una forma de cómo se refuerza un plinto.

El reforzamiento se realiza encamisando en todo su contorno y por los lados de

la base del plinto existente. Nótese que no se habla de un encamisado total debido a que la base del plinto existente siempre debe un área que está en contacto con el suelo, por esta razón en la base se excava por bajo el plinto, por los lados.

La excavación por los lados debe hacerse pensando en la movilización de los

trabajadores, en que se va a llevar hormigón y que se va a colocar armadura y hormigón en la parte inferior del plinto. Por este motivo, en la figura 1.43 se observa a un trabajador que está de pie y su cabeza está a la altura de la base del plinto, bajo el plinto solo se excava el peralte que se requiere.

En la parte superior de la figura 1.44 se presenta el reforzamiento de un plinto

de 1.0 m. / 2.0 m., Nótese que hay un área de suelo que no se toca y está en la parte central. Se ha encamisado por los lados 30 cm., 15 cm., en la parte superior e inferior del plinto; a más de ello en la parte inferior se deja 5 cm., de replantillo.

En la parte inferior de la figura 1.44, se presenta por separado la armadura

superior e inferior del plinto. Básicamente se tienen dos mallas cuyos hierros no son de la misma longitud por la presencia del suelo que no se toca en la armadura inferior y por la presencia de la columna en la parte superior.


Figura 1.43 Excavación que se realiza para reforzar un plinto.

En la figura 1.44 no aparecen los conectores de corte, que sirven para unir el

hormigón viejo al hormigón nuevo. Estos conectores son en forma de “C” de un diámetro de 12 mm, parte de la “C” va anclada al hormigón viejo.

Figura 1.44 Reforzamiento de un plinto en un bloque estructural del CEM Sucre


• Encamisado de Columna con Hormigón

En todas las estructuras donde se ha reforzado los plintos, el pie de columna, se ha encamisado con hormigón, como se observa en la figura 1.45.

Figura 1.45 Encamisado del pie de columna en una estructura.

Alrededor de la columna existente se han colocado 28 varillas de 12 mm., de

diámetro con 4 hierros en cada esquina con el propósito de colocar estribos rectangulares cerrados en cada una de sus caras, de esta manera se garantiza que no se van a abrir los estribos. Nótese los conectores de corte que deben colocarse en el plinto y en la cara de la columna.

En el reforzamiento de las estructuras de las cubiertas de las Piscinas se

encamisó las columnas por este motivo se presenta a continuación un esquema general de cómo se reforzaron esas estructuras.

• Reforzamiento de estructuras de cubiertas de Piscinas.

En la figura 1.34 se presentó el problema de la vulnerabilidad sísmica de las cubiertas de cuatro piscinas, aquí se detalla cómo se reforzó una de ellas. En forma similar se reforzaron las otras estructuras.


Figura 1.46 Reforzamiento de la estructura de la cubierta de una Piscina. En los pórticos transversales exteriores, existen columnetas de 20/30 cm., para

confinar la mampostería. Estas columnetas se van a encamisar para que la sección final sea de 40/50 cm., y se van a prolongar hasta la cercha transversal existente como se observa en la parte superior de la figura 1.46.

En total se van a encamisar y prolongar hasta las vigas de la cubierta 6

columnas, 3 en cada una de las fachadas transversales. Se encamisan únicamente, en la parte que tiene mampostería y en la prolongación donde se encuentran las ventanas, es columna nueva.

Los hierros longitudinales de estas columnas interiores se soldarán a la

armadura de la celosía transversal y posteriormente se rellena con hormigón la celosía de los pórticos transversales, únicamente la de los pórticos exteriores, como se observa en la parte inferior de la figura 1.46.

Se complementa el reforzamiento con la colocación de tensores en el primer y vano y último vano; de tal manera que en los extremos se tiene unas vigas de gran peralte que van a ayudar a resistir las fuerzas sísmicas en sentido longitudinal.


• Reforzamiento de aulas de Fibrolit

Para reforzar las aulas de Fibrolit presentadas en la figura 1.40, se debe conformar una estructura con columnas y vigas de acero, de tal manera que las correas tipo “G” se apoyen sobre columnas tubulares de acero de 10 cm., de lado. Nótese que son columnas con sección transversal muy pequeña, estas columnas van por la parte interior del aula de tal manera que exteriormente se mantiene su arquitectura.

Figura 1.47 Reforzamiento de aulas con Fibrolit

En la parte superior izquierda, de la figura 1.47, se indican las 4 columnas que

deben construirse en la parte frontal al igual que una viga de amarre en la parte superior; en la parte superior derecha de la figura, se aprecia que ya se formó una estructura, las vigas que aparecen son las mismas correas que existen actualmente. En las esquinas del marco se aprecian unos tensores que van a aportar a la seguridad sísmica de la estructura.

En la parte inferior, de la figura 1.47, se presentan detalles de cómo las paredes

de Fibrolit se unen a las columnas y vigas tubulares mediante la colocación de ángulos y tornillos autoroscante. El reforzamiento también contempla la construcción de plintos de hormigón ciclópeo en forma de un cubo de 60 cm., de lado, las mismas que tendrán unas placas sobre las que se asientan las columnas.

El costo de reforzamiento de las aulas de Fibrolit es cercano a los 2000 USD.,

para una estructura de 35 m2. Si se considera que el costo por metro cuadrado de este tipo de construcción es de 400 USD. El costo del reforzamiento propuesto representa


el 14 % del costo total pero se va a realizar un reforzamiento muy completo que incluye la construcción de plintos. (Costos al 2012).

• Reforzamiento de estructuras con losa plana

La losa plana, presentada a la izquierda de la figura 1.35, es alivianada de 30

cm., de peralte y corresponde a una estructura de 4 pisos con una jardinera en el último piso como se observa en la parte superior de la figura 1.48, lo que hace que el peso del cuarto piso sea el mayor de todos, contrario a la filosofía de diseño sísmico que indica que lo más recomendable es que el peso vaya disminuyendo en elevación.

En las dos fachadas principales, existen unos elementos verticales de hormigón

armado, que también elevan la carga de la estructura; además de ello existen unos antepechos de hormigón armado, de tal forma que el peso es considerable.

La estructura tiene 2 ejes de columnas en sentido longitudinal y 7 ejes de

columnas en sentido transversal, con voladizos de 1.5 m., a cada lado. En los pórticos 1 y 7 se tiene mampostería acoplada a la estructura por lo que son más rígidos estos pórticos que los interiores del 2 al 6.

El reforzamiento consiste en la incorporación de vigas de acero, tipo “I” tanto

en los pórticos longitudinales como en los transversales, la geometría de estas vigas y los pórticos en los que se van a colocar se indica en el dibujo inferior de la figura 1.48. Pero a más de ello se van a encamisar con acero todas las columnas a excepción de las que se encuentran en los pórticos 1 y 7; esto por dos motivos el primero porque son necesarias estructuralmente y el segundo para tener columna fuerte viga débil.

De tal manera que en esta estructura con losa plana alivianada lo mejor es

incorporar vigas para que trabaje como una estructura con vigas descolgadas.


Figura 1.48 Incorporación de vigas de acero a losa plana.

• Solución de problema de columna corta

Existen varias propuestas para eliminar el problema de columna corta, una de

ellas es la de convertir la columna corta en columna larga, mediante la incorporación de una junta entre la columna y la mampostería pero garantizando que la mampostería quede confinada a una nueva columneta que se va a construir; esta solución fue utilizada en el reforzamiento del edificio de Odontología de la Universidad de Concepción que fue afectada por el sismo de Chile de 2010 y se presenta en la figura 1.49.

En la figura 1.49 se observa que la mampostería ha sido desacoplada de las

columnas de la estructura principal mediante la colocación de espuma flex de 1.5 cm de espesor y se ha construido una nueva columneta y se van a prolongar los hierros de la vigueta para que la mampostería quede confinada.


Figura 1.49 Solución del problema de columna corta.

La mampostería presenta entrantes para que cuando se coloque el hormigón

en la columneta, parte de este material se introduzca en la mampostería con lo que se está acoplando la mampostería. Una vez colocado el hormigón se coloca una malla muy fina que tapa la junta de construcción (espuma flex) y se enluce; al final se tiene la misma fachada pero ya no existe el problema de columna corta.

• Encamisado de columnas con acero

El encamisar toda una columna de hormigón armado con acero, incrementa la resistencia a la compresión del elemento y lo hace en forma muy significativa, dependiendo del espesor del encamisado. Al tener mayor resistencia, se incrementa el módulo de elasticidad del material y por ende disminuyen los desplazamientos laterales debido a un sismo.

Por lo tanto, el encamisado de una columna con acero sirve para disminuir la

deriva de piso. Pero a más de ello le confiere a la columna una mayor capacidad al corte y a flexo compresión, de tal manera que es muy eficiente encamisar una columna con acero.

Constructivamente es más fácil encamisar una columna con acero que con

hormigón armado, a más de ello se incrementa muy ligeramente la sección transversal, lo que no sucede con el encamisado de hormigón.

Los paraboloides hiperbólicos indicados en la figura 1.36, tienen columnas en

forma de cruz de 20 cm., en cada una de sus aristas o de 30 cm., como la indicada en la figura 1.50. Estas columnas fueron reforzadas con un encamisado de acero de 1 cm., de espesor. Las placas que sobresalen en cada uno de los lados corresponden a los ángulos que deben colocarse en su base para una mejor colocación del encamisado.


Con pernos Hilti se adhieren las placas de acero a las columnas existentes. (Anclaje mecánico).

Figura 1.50 Encamisado con acero de columnas en forma de cruz.

En la cubierta de los paraboloides hiperbólicos, que no tenían vigas

descolgadas, también se colocaron placas de acero en la parte superior en una longitud aproximada de 1 m., y en la parte inferior se colocó láminas de carbono en igual longitud, todo esto para que sean capaces de resistir el momento de volcamiento debido a sismo.

En la fotografía superior, de la figura 1.51, se presenta algunos de los

paraboloides hiperbólicos que se van a reforzar.


Figura 1.51 Reforzamiento de Paraboloides Hiperbólicos

En la parte central se tienen las placas de acero, que van en la parte superior,

por la forma de la parábola se cubre el área requerida con placas de 20 por 20 cm., y en la parte central con placas más pequeñas. La colocación de las láminas CarboDur en la parte inferior son de 5 cm., de ancho y 1.2 mm., de espesor por lo que es más fácil su colocación (S 512).

Se reforzó también los plintos de los paraboloides y se eliminó el problema de columna corta que presentan una buena parte de las columnas de los paraboloides.

• Reforzamiento de rajaduras en losa

Como se indicó las estructuras de hormigón armado, con cubiertas en forma de

paraboloide hiperbólico tienen columnas en forma de cruz cada 10 m., de longitud. Ahora bien bajo la Biblioteca de un Colegio, existe el aula que se presenta en la figura


10 con rajaduras en la losa. Inicialmente había un panel de 10 por 10 m., conformado por una losa plana alivianada de 30 cm., de espesor. En estas condiciones los desplazamientos verticales máximos de la losa son del orden de los 9 cm., en la parte central, por lo que la losa empezó a agrietarse lo que motivó a las autoridades del Colegio a reforzar mediante la colocación de columnas de acero tubular, en los ejes de las columnas en forma de cruz, con lo que se redujo la luz a 7 m., con este reforzamiento los desplazamientos verticales se redujeron prácticamente a la mitad. Sin embargo son todavía altos y esto hace que las grietas de la losa continúen abriéndose.

Figura 1.52 Aula reforzadas con columnas de acero que presenta rajaduras en losa.

La figura 1.52 corresponde al aula que presenta rajaduras en la losa, las mismas

que se presentaron en la figura 1.14. Se aprecia además las 2 columnas de acero tubular que se han colocado.

El reforzamiento de esta estructura se lo ha realizado en dos etapas, en una

primera solo se consideró cargas verticales y se analizó la estructura como una malla espacial en la que cada nervio es considerado un elemento. Se determinó, por un lado, la capacidad a flexión en base a la geometría, armado y calidad de los materiales. Por otro lado se halló la demanda en base a las cargas verticales.

Posteriormente se obtuvo la relación entre capacidad y demanda a flexión. Los

nervios en los cuales esta relación es menor a 1, son críticos y debe ser reforzada la estructura. En la figura 1.53 se presenta esta relación para, momento positivo y para los nervios que son paralelos a las rajaduras longitudinales, en los lugares donde no se han presentado valores, la relación es mayor que 1 y no necesita refuerzo.

Las rajaduras indicadas en la figura 1.53 son las que existen en un panel de 10

por 10 m. Los menores valores de la relación capacidad/demanda se obtienen en los sitios donde se hallan las rajaduras. El cálculo también se realizó en el otro sentido y se decidió reforzar cada nervio con Fibra de Carbono, este material va en la parte inferior para soportar los momentos positivos. También se debe reforzar con este material en


la parte superior para los momentos negativos, al igual que en el sentido ortogonal cuyos resultados no se han indicado. Se complementará el reforzamiento colocando Fibra de Carbono a lo largo de las rajaduras.

Figura 1.53 Rajaduras en losa y relación capacidad a demanda a flexión.

En la segunda etapa del reforzamiento se realizó un modelo espacial de toda la

estructura, en este modelo se hizo el análisis sísmico, las cargas verticales y se realizó el análisis sísmico.

• Reforzamiento de estructura tipo de tres pisos

Cuando se refuerza una estructura es recomendable presentar varias opciones

para de esta manera determinar el reforzamiento óptimo desde el punto de vista estructural, económico y que se mantenga en lo posible la arquitectura original. Con este antecedente a continuación se presentan tres propuestas para reforzar la estructura de tres pisos indicada en la figura 1.30.

En la parte superior de la figura 1.54 se indica la estructura sin reforzamiento,

en la que se aprecia el voladizo de 2.0 m.


Estructura original sin reforzamiento

Propuesta de reforzamiento N.‐ 1



Figura 1.54 Propuestas de reforzamiento de estructura tipo de 3 pisos


La deriva de piso en sentido transversal de la estructura original es mayor al 2% por lo que se debe reforzar. Propuesta N.‐ 1.‐ Contempla la construcción de un nuevo eje de columnas al extremo del voladizo, estas nuevas columnas son de acero, con un perfil HSS 8x8x5/16, de esa manera se tienen 3 ejes resistentes en sentido longitudinal, en los ejes 1, 3 y 4. Además de esto se colocarán diagonales de acero de 6x6x3/16 en los pórticos 1 y 4 Las diagonales van entre los vanos A‐B y D‐E, en la parte superior de la figura 1.55 se indican estas diagonales para el pórtico 4. Propuesta N.‐ 2.‐ Esta propuesta considera la construcción de 2 muros de corte de 20 cm., de ancho, en los pórticos exteriores transversales con sus respectivos cabezales que son las columnas que actualmente existen en el lado de la grada, en el otro lado se debe construir otra columna cabezal. La longitud de estos muros es de 3.66 m. Con esta opción se mantiene los 2 ejes de columnas en sentido longitudinal. Por lo tanto, se mantiene el voladizo de 2.0 m., de longitud. En las propuestas 2 y 3 no se ha dibujado este voladizo. El acoplamiento de los muros a la estructura original es mediante conectores de acero de 12 mm., de diámetro a las columnas y a la losa, estos conectores van cada 25 cm. En la parte inferior izquierda de la figura 1.55 se presenta uno de estos muros en elevación. Propuesta N.‐ 3.‐ La idea del reforzamiento es similar a la Propuesta 2 pero en lugar de construir 2 grandes muros se piensa construir 3 muros de 20 cm., de ancho y 1.20 m., de longitud en los ejes A, C y E. En la intersección de estos ejes con el eje 3, se tiene un cabezal que es la columna que existe en la estructura sin reforzamiento, en el otro lado no hay cabezal. En la parte inferior derecha de la figura 1.55 se muestra uno de estos muros en elevación. Se realizó el análisis sísmico considerando que la estructura se halla en un perfil de suelo tipo “C”, en la ciudad de Quito y empleando el espectro del NEC‐11, con un factor de R=4. Los resultados a nivel de derivas de piso se indican en la tabla 1.11. De las tres propuestas, la tercera es la que presenta derivas de piso menores al 1% en los dos sentidos. Por lo tanto, es la más óptima desde el punto de vista estructural, de costos y se mantiene el proyecto arquitectónico.

Tabla 1.11 Derivas de piso en estructuras reforzadas.

Propuesta Sentido transversal Sentido Longitudinal

Piso 1 (%)

Piso 2 (%)

Piso 3 (%)

Piso 1 (%)

Piso 2 (%)

Piso 3 (%)

1 1.3 1.5 1.3 0.42 0.44 0.36 2 0.015 0.011 0.0024 1.07 1.04 0.31 3 0.54 0.61 0.27 0.81 0.93 0.81


Diagonales de acero en nuevo pórtico de eje 4. Propuesta N.‐ 1

Propuesta N. 2 Propuesta N.‐ 3

Figura 1.55 Vista en elevación de Propuestas de Reforzamiento

• Reforzamiento de estructura con piso blando

A la izquierda de la figura 1.12 se presentó una estructura con Piso Flexible, la misma se vuelve a presentar en la parte superior izquierda, de la figura 1.56 pero desde el otro lado, para que se observe el voladizo de 3.0 m., que tiene. En la parte superior derecha se presenta la planta de la estructura se observa que tiene dos ejes en sentido longitudinal y siete ejes en sentido transversal.

0.10

4.71

DF=

1.50

m

0.45

3.66 2.38

VIGA 35x55

VIGA 35x55

VIGA 35x55

2 MALLAS U-239

0.45

0.45

0.45

PLINTO EXISTENTE

ESTRUCTURA METALICA

VIGA DE REMATE (V20x20)


Con el propósito de darle más redundancia a la estructura, el reforzamiento contempla la creación de un nuevo eje de columnas al extremo del voladizo, en el eje “11” son columnas de hormigón armado de 20/30 pero las tres que se hallan en la mitad se encamisan con acero al igual que las del pórtico “14”.

Estructura sin reforzamiento

Nuevo eje de columnas Arriostramiento de Pórtico 11

Arriostramiento de Pórtico 14

Figura 1.56 Reforzamiento de estructura con Piso Blando Los dos pórticos longitudinales “11” y “14” se arriostran mediante diagonales

de acero, como se observa en la figura 1.56. La cimentación del nuevo eje de columnas (eje 11) está compuesto por una viga

corrida en forma de una “T” invertida. En el “K” se reforzó con una viga de cimentación y los plintos aislados “14‐I”, “14‐H”, “14‐G”, también fueron reforzados.


• Reforzamiento con aisladores de base

Otra opción para el reforzamiento de la estructura con Piso Blando, presentada en la figura 1.56 es hacerlo con aisladores de base elastoméricos, colocados sobre las columnas de la planta baja, como se aprecia en la parte superior izquierda de la figura 1.57; en este caso se mantienen los 2 ejes de columnas en sentido longitudinal, ver planta superior derecha de figura 1.57.

Figura 1.57 Reforzamiento de estructura con Aisladores de Base Elastoméricos.

Con los aisladores de base las derivas de piso máximas encontradas son: 0.31 %

para el sentido longitudinal y 0.47 % para el sentido transversal; en la parte inferior izquierda de la figura 1.57 se presenta el comportamiento de la estructura en sentido transversal, se aprecia que la superestructura prácticamente no se desplaza lateralmente con respecto al movimiento del aislador. Es el aislador el que va a disipar la energía sísmica. El período objetivo de la estructura con aisladores fue de 2 seg.

Para colocar los aisladores se debe construir una celosía de acero que pueda

moverse fácilmente, la misma que se indica en la parte inferior derecha de la figura 1.57; como se observa esta celosía se coloca en sentido transversal y debe soportar los dos pisos mientras se cortan las columnas y se colocan los aisladores. Tornello (2012).

En caso de que esta propuesta sea aprobada se debe realizar una serie de obras

complementarias que garanticen que la estructura puede desplazarse horizontalmente en todas las direcciones. Esto es complicado porque la junta de construcción de este bloque con las estructuras vecinas está entre uno y dos centímetros.


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Reforzamiento Sísmico Dr

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