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CURSO DE TITULACION ESCUELA PROFESIONAL DE INGENIERIA CIVIL REPARACION Y REFUERZO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO Y MAMPOSTERIA MG. ANGEL ALANOCA QUENTA MAYO 2008

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CURSO DE TITULACION

ESCUELA PROFESIONAL DE

INGENIERIA CIVIL

REPARACION Y REFUERZO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO

Y MAMPOSTERIA

MG. ANGEL ALANOCA QUENTA

MAYO 2008

REPARACION Y REFUERZO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO Y

MAMPOSTERIA

CONTENIDO

PREFACIO 4

1. Introducción y Conceptos Generales 5

1.1 Terminología Básica 6

1.2 Motivos para una intervención estructural en edificaciones existentes 7 1.3 Origen de los Daños y Fallas 7

2. Normatividad Existente 7

2.1 ACI 364.1R-93 Guía Para Evaluación de Estructuras de Concreto Antes 8

2.2 de su Rehabilitación. 2.3 ACI 437R-03 Evaluación de la Resistencia de Estructuras de Concreto. 10 2.4 ACI 224.1R Causas, Evaluación y Reparación de Grietas en Estructuras 10 de Concreto. 2.5 ACI 546R-04 Guía para la Reparación de Estructuras de Concreto. 11

Reglamento Nacional de Edificaciones Norma E - 0.30 Diseño Sismorresistente (Capítulo VII, Artículo 24).

3. Proceso Secuencial en la Reparación de Edificios. 15

4. Criterios Generales Sobre Intervención Estructural. 17

4.1 Síntomas 17

4.2 Mecanismo 18 4.3 Origen 18 4.4 Causas 21 4.5 Consecuencias y Oportunidad de la Intervención 22 4.6 Terapia 24 4.7 Procedimiento 24 4.8 Proyecto o Diseño Detallado de la Intervención 24 4.9 Materiales de Reparación y Sistema de Protección 24

5. Acciones Sobre las Estructuras 26

5.1 Tipos de Fallas en Elementos 26 5.2 Asentamientos del Terreno 35 5.3 Empujes del Terreno 36 5.4 Corrosión 37 5.5 Cambios de Temperatura y Humedad 42 5.6 Acción del fuego 49

6. Determinación de la Calidad del material 61

6.1 Ensayos Destructivos 61

6.2 Ensayos No Destructivos 64

6.3 Pruebas de Carga 72

7. Acciones sísmicas 81

7.1 Introducción 81 7.2 Razones Para un Mal Comportamiento Sísmico de los Edificios 81 7.3 Criterios Utilizados Para la Evaluación del Riesgo Estructural 82 7.4 Procedimiento de Refuerzo de Estructuras Existentes 85

7.5 Procedimiento de Refuerzo Sísmico 91 7.6 Incremento de la Capacidad Sísmica del Edificio 92 7.7 Pórtico Sísmico Complementario 93 7.8 Método de la Rehabilitación Sísmica Simplificada 97

8. Sistemas de Refuerzo con Compuestos de Polímetro Reforzado con Fibras 100

8.1 Refuerzo con Fibra de Carbono 100 8.2 Refuerzo con Mallas de Polímetro 119

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PREFACIO

El tema de la Rehabilitación y Reforzamiento de estructuras existentes en el Perú, ha sido tradicionalmente tratado de una manera empírica. Salvo algunas excepciones, las intervenciones han sido realizadas basadas en el buen criterio de los ingenieros que han tenido a su cargo estos trabajos. En este curso se trata de exponer de una manera sistematizada los criterios y procedimientos que se deben seguir para planificar con éxito una intervención de rehabilitación estructural en edificaciones principalmente de concreto armado.

El proceso conceptual de intervención estructural en una edificación existente no es muy diferente del proceso de diseño de una estructura nueva, es un proceso fundamentalmente analítico, en el cual, en vez de especificar las características de resistencia de los materiales a utilizar, que es lo que se hace en diseño de obra nueva, se cuenta ya con una estructura con propiedades por lo general desconocidas y con el agravante que en la mayoría de los casos muestran signos de deterioro.

Un aspecto importante del proceso es entonces determinar con cierta confiabilidad, las propiedades mecánicas de los elementos estructurales existentes para luego realizar el trabajo analítico de evaluación de acuerdo a las normas aceptadas de diseño. Otro aspecto importante es luego elegir y ejecutar el proceso de reparación, donde la compatibilidad de los materiales antiguos y nuevos juega un papel preponderante en la futura vida útil de la edificación rehabilitada.

Referencias importantes en estas Notas de Curso son los Reportes ACI364.1R-93, ACI437R-03, ACI224.1R y ACI546R-04 que tratan sobre temas relacionados con la rehabilitación y reparación de estructuras de concreto.

Por otro lado, parte del material del presente curso ha sido extraído de las siguientes publicaciones:

- Manual de Rehabilitación de Estructuras de Hormigón. Reparación, Refuerzo y protección. CYTED XV.F Paulo Helene y Fernanda Pereira Editores.2003

- Evaluación de la Capacidad Resistente de Estructuras de Hormigón. INTEMAC J. Fernández Gómez y otros. Madrid 2001.

- Repair and Rehabilitation. Compilation from THE INDIAN CONCRETE JOURNAL 2001.

Asimismo la contribución de Isabel Díaz en la parte de Corrosión, Wilson Silva en Ensayos No Destructivos y Alejandro Muñoz en Vulnerabilidad Sísmica ha sido importante para completar estas notas del curso.

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REPARACIÓN Y REFUERZO DE ESTRUCTURAS EXISTENTES.

1. INTRODUCCIÓN Y CONCEPTOS GENERALES

INTRODUCCION

El objetivo de este curso es conocer las fallas más comunes en estructuras de concreto armado y mampostería, así como sus causas para evitar los errores que conducen a ellas, por otro lado la intervención en reparación de un defecto, sin un conocimiento cabal de sus causas, puede conducir a mayores daños. Además, desarrollar criterios y procedimientos de intervención estructural.

Desde los inicios del empleo del concreto, a mediados del siglo XIX, los edificios, las obras de arte, las carreteras, los canales, las presas y tantas otras construcciones civiles en concreto simple, armado o pretensado han resistido las más variadas sobrecargas y acciones del medio ambiente.

No obstante el concreto pudiese ser considerado un material prácticamente eterno -siempre que reciba un mantenimiento sistemático y programado - hay construcciones que presentan manifestaciones patológicas de significativa intensidad e incidencia, acompañadas de elevados costos para su rehabilitación. Siempre se comprometen los aspectos estéticos y en la mayoría de los casos, se reduce la capacidad resistente, pudiéndose llegar en ciertas situaciones, al colapso parcial o total de la estructura.

Ante estas manifestaciones patológicas se observa en general una actitud que conduce en unos casos a simples reparaciones superficiales, y en otros a demoliciones y refuerzos injustificados. Ninguno de los dos extremos es recomendable, principalmente con la existencia hoy en día de conocimiento tecnológico y gran cantidad de técnicas y productos desarrollados específicamente para ser utilizados en solucionar problemas patológicos.

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Ruptura de columna de puente vial por corte debido a empuje ocasionado por deslizamiento

de tierra (Curitiba, Paraná, Brasil)

Corrosión en la armadura

Considerando el grado actual de conocimiento de los procesos y mecanismos destructivos que actúan sobre las estructuras y considerando la gran evolución tecnológica experimentada en estos últimos años - con el desarrollo de equipos y técnicas de observación de las estructuras - es posible diagnosticar con éxito la mayoría de los problemas patológicos.

1.1 TERMINOLOGÍA BÁSICA

Para un adecuado intercambio de conocimientos es necesario definir los términos mas utilizados en el campo de la rehabilitación de estructuras. La Patología puede ser definida como la parte de la Ingeniería que estudia los síntomas, los mecanismos, las causas y los orígenes de los defectos de las obras civiles, o sea, es el estudio de las partes que componen el Diagnóstico del problema.

PATOLOGÍA DE LA CONSTRUCCIÓN. El tratamiento sistemático de los defectos de las construcciones, sus causas, sus

consecuencias y sus remedios.

DEFECTO. Una situación en la cual uno o más elementos no cumplen la función para la que han

sido previstos.

FALLA. La finalización de la capacidad de un elemento para desempeñar la función requerida.

ANOMALÍA. Indicación de una posible falla (desplazamientos excesivos, fisuras, etc)

REHABILITACIÓN O REPARACIÓN. Suministrar a los elementos dañados la capacidad que tenían antes de producirse el daño para cumplir su función.

REFUERZO. Incremento de la capacidad resistente original de los elementos. El refuerzo se puede

realizar en elementos dañados o sin daño.

A la Terapia le corresponde el estudio de la corrección y la solución de estos problemas patológicos o incluso los debidos al envejecimiento natural. Para obtener éxito en las medidas terapéuticas, de corrección, reparación, refuerzo o protección es

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necesario no solo el estudio precedente, es decir el diagnóstico de la cuestión, haya sido bien definido y principalmente que se conozca muy bien las ventajas y las desventajas de materiales, sistemas y cada uno de los procedimientos de rehabilitación de estructuras de concreto, pues a cada situación particular hay una alternativa mejor de intervención.

1.2 MOTIVOS PARA UNA INTERVENCIÓN ESTRUCTURAL EN EDIFICACIONES EXISTENTES

Los motivos para una intervención estructural pueden ser muy diversos, sin embargo entre los más comunes se encuentran los siguientes:

> Evidencia de anomalías (daños).

> Falla de algunos elementos estructurales.

> Cambio de uso (incremento de sobrecarga).

> Modificaciones arquitectónicas.

> Adecuación a reglamentos actuales (nivel de seguridad)

1.3 ORIGEN DE LOS DAÑOS Y FALLAS

Según información estadística, el origen de los daños y fallas en estructuras recae en uno de los siguientes:

> Errores en el proyecto.

> Calidad de los materiales.

> Mala ejecución de obra.

> Uso y mantenimiento.

* El desarrollo de estos puntos se encuentra en el acápite 4.3

En el caso de daños debidos a sismos, se puede dar el caso que ninguno de los anteriores sea la causa de un daño, ya que se trata de una solicitación probabilística que permite la aparición de fisuras en casos de sismos severos.

Las fuerzas de diseño de origen sísmico son fuerzas reducidas con la condición que la estructura ingrese en el rango inelástico, y esto, para las estructuras de concreto significa la fisuración de los elementos.

2. NORMATIVIDAD EXISTENTE

Pese a que es aceptado internacionalmente que existe un déficit de normatividad con respecto a la rehabilitación de estructuras, y que en nuestro medio ese déficit es aun más notorio, se dispone de guías y recomendaciones para la intervención estructural que provienen de países tecnológicamente mas desarrollados. Si bien esas recomendaciones no se pueden aplicar directamente en nuestro medio, sirven de referencia para una intervención estructural apropiada. A continuación se presenta un resumen de algunos de esos documentos.

2.1 ACI 364.1 R-93 GUÍA PARA EVALUACIÓN DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO ANTES DE SU REHABILITACIÓN

Resumen (Adaptación y Traducción de ―Past, present and future‖ Gajanan M. Sabnis, Avanti C. Shroff and Dov Kaminetzky)

El Comité ACI 364 sobre Rehabilitación fue creado en 1981 con la misión de desarrollar y reportar información sobre la rehabilitación, renovación y preservación de las estructuras de concreto y albañilería. En 1993, el Comité 364 genero el reporte sobe ―Guías para Evaluación de Estructuras de Concreto antes de su Rehabilitación‖, el cual se presenta aquí en forma resumida.

Introducción

El informe de la guía para evaluación de estructuras de concreto antes de una rehabilitación, contiene los procedimientos que se pueden utilizar para evaluar dichas estructuras. Los procedimientos están pensados para ser utilizados como guías, y no para sustituir el criterio del ingeniero responsable de la evaluación. El informe no cubre las estructuras sometidas a los efectos sísmicos, ni estructuras especiales tales como puentes, presas y túneles.

El informe se presenta como una serie de recomendaciones basadas en la experiencia obtenida de fuentes existentes y de investigaciones anteriores como por ejemplo ACI SP-85 y ACI SCM-21. Las pautas son generales, pero lo suficientemente específicas como para utilizarlas como un formato para modelar un procedimiento de evaluación y se presentan en el orden que una investigación seguiría normalmente. Los capítulos se resumen abajo en el orden que aparecen en el reporte.

Investigación preliminar

La investigación preliminar es primer y más importante paso en la evaluación antes de rehabilitación. Las metas de la investigación preliminar son proporcionar la información inicial sobre la condición de la estructura, el tipo y la seriedad de los problemas que lo afectan, la viabilidad de realizar la rehabilitación prevista, y la necesidad de la investigación detallada. Se basa en un objetivo establecido el cual es la razón de realizar la rehabilitación según los objetivos del propietario, es necesario entrevistar al propietario o su representante para evaluar completamente sus necesidades y percepción a fin de determinar los objetivos de la evaluación. Se recomienda un acuerdo escrito, indicando los objetivos y el alcance de los estudios. La investigación preliminar es típicamente introductoria y no es exhaustiva, ella identifica la necesidad de un estudio más detallado y más extenso y un alcance adicional de servicios. En algunos casos la investigación preliminar puede determinar que no es deseable proceder con otra investigación detallada, por ejemplo, cuando la integridad estructural no puede ser restaurada económicamente o si los objetivos del dueño no pueden ser razonablemente satisfechos.

Investigaciones detalladas.

La investigación de campo detallada se debe realizar después de la investigación preliminar si los objetivos del propietario están claramente identificados y se ha

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determinado al menos tentativamente que son factibles técnica y económicamente. Antes de proceder con la investigación detallada los presupuestos de proyecto y los costos de la investigación detallada deben ser aprobados por el propietario. La investigación detallada se pueden dividir en cinco tareas importantes: documentación; inspección en campo sobre la condición actual; toma de muestras y ensayo de materiales; análisis y evaluación e informe final.

Los resultados de las investigaciones detalladas influenciarán directamente el resultado final del proceso de la evaluación, las opciones de los varios métodos de rehabilitación que se considerarán, el costo estimado asociado a cada alternativa de la rehabilitación, y en última instancia la selección del método de rehabilitación apropiado. La investigación detallada se debe planear y ejecutar con gran cuidado.

Documentación.

Identifica los documentos y las fuentes de la información que serán revisadas normalmente durante la evaluación. Esta revisión reducirá al mínimo las suposiciones que deben ser hechas en la evaluación de la estructura. Los detalles del proyecto de rehabilitación y del tipo de estructura que se trate dictarán la naturaleza y la cantidad de información que debe ser revisada.

Inspección de campo sobre la condición actual.

Después de haber revisado la información disponible sobre el diseño, construcción, materiales y la historia de servicio de la estructura, se deben realizar observaciones del campo para verificar la información previamente obtenida y definir la condición del edificio tal como esta construido. Las observaciones del campo se pueden dividir en cuatro partes importantes: preparación y planeamiento; verificación de la edificación como esta construida; la condición de la estructura y un reporte sumario. El alcance de cada una de estas partes depende del tipo, tamaño, complejidad, edad, uso futuro, y la naturaleza total de cada proyecto particular.

Toma de muestras y ensayo de materiales.

El capítulo 6 proporciona la información en prácticas y procedimientos para determinar la condición y características de los materiales estructurales en una edificación existente. Estas prácticas y métodos incluyen la examinación visual, pruebas no destructivas de evaluación, y pruebas destructivas que incluyen trabajo de campo y laboratorio.

Evaluación.

La evaluación implica el determinar la capacidad de una estructura o de un componente para su uso previsto analizando sistemáticamente la información y los datos obtenidos de revisiones de la documentación existente, de la inspección sobre su condición actual y del ensayo de los materiales. La evaluación no se puede estandardizar en una serie de etapas bien definidas porque el número y el tipo de etapas varían con el propósito específico de la investigación, el tipo y la condición física de la estructura, lo completo del diseño disponible y los documentos de construcción, y la resistencia y calidad de los materiales de construcción existentes. Consecuentemente, el ACI-364 proporciona solamente pautas generales.

Se debe tener muy en cuenta que las evaluaciones estructurales se realizan para determinar la capacidad de carga de todos los elementos críticos de la estructura

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considerada como un todo. Su capacidad de soportar las cargas presentes y anticipadas según requisitos o estándares actuales del código debe ser considerada.

Cuando los requisitos del código no se cumplen con la estructura en sus condiciones actuales, se deben determinar los métodos y las técnicas de refuerzo apropiados. La necesidad de cumplir con los requisitos arquitectónicos debe también ser evaluada.

Los cambios en la disposición arquitectónica y modificaciones en las fachadas de la estructura deben ser evaluados por ambos profesionales arquitectos e ingenieros. La decisión final sobre el tipo de intervención que se ha de realizar debe ser hecha por el propietario después de evaluar varias alternativas del diseño, las cuales deben incluir una estimación del costo y sus implicancias.

Informe final.

El informe final presenta los resultados de todo el trabajo de evaluación. Este informe incluye generalmente una breve discusión de los temas fundamentales que se han tratado durante el proceso de la evaluación y el alcance de las revisiones; la revisión de los documentos de construcción existentes; las observaciones del campo y condición de la construcción actual; la toma de muestras y resultados de los ensayos de los materiales y finalmente las recomendaciones pertinentes.

2.2 ACI 437R-03 EVALUACION DE LA RESISTENCIA DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO.

Resumen

La resistencia de estructuras existentes de concreto armado puede ser evaluada analíticamente o con el auxilio de pruebas de carga. En este reporte se indica cuando es necesaria tal evaluación, se indican los criterios para elegir el método de evaluación y la información necesaria para ello, incluyendo documentos de construcción y datos de campo. Se describen en detalle los métodos para determinar las propiedades mecánicas de los materiales que son necesarios para proceder con la evaluación analítica o de prueba de carga. Se recomienda que la investigación analítica se haga siguiendo los lineamientos del diseño a la rotura del ACI-318 (en nuestro caso seria con la norma NTE-060). Se puede usar el método de los esfuerzos de trabajo para complementar la investigación de esfuerzos de rotura y verificar si el comportamiento observado de la estructura concuerda con la investigación analítica. Se dan recomendaciones para ejecutar las pruebas de carga y criterios para evaluar las deflexiones en el proceso de carga y descarga.

2.3 ACI 224.1R CAUSAS, EVALUACION Y REPARACION DE GRIETAS EN ESTRUCTURAS DE CONCRETO

Resumen

Este reporte tiene la intención de servir como herramienta en el proceso de evaluación y reparación de estructuras de concreto.

Se hace un resumen de las causas de grietas en el concreto juntamente con los métodos de control del agrietamiento. Se consideran tanto el concreto en estado plástico como endurecido y se discute la importancia del diseño, procedimiento de construcción, diseño de mezclas del concreto y propiedades de los materiales.

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Se describen las técnicas y metodologías para la evaluación de las grietas y se discuten los requisitos del análisis y de evaluación en campo. Se enfatiza la necesidad de determinar la causa del agrietamiento antes de proceder con la reparación. La selección de un procedimiento exitoso de reparación debe considerar la causa de las grietas, si son activas o durmientes y la necesidad de reparación.

El criterio para escoger el método apropiado de reparación esta influenciado por el objetivo que se desea con la intervención.

Se presentan doce métodos de reparación analizando sus ventajas y desventajas así como su campo de aplicación.

2.4 ACI 546R-04 GUIA PARA LA REPARACION DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO

Resumen

En este reporte se da una guía para la selección y aplicación de materiales y métodos para la protección, reparación y refuerzo de estructuras existentes de concreto armado.

Se define protección como el procedimiento para blindar el concreto contra la acción del medio ambiente y otros daños con la finalidad de preservar la estructura y prolongar su vida útil. Se define la reparación como el procedimiento para reemplazar o corregir materiales, componentes o elementos defectuosos o fallados de una estructura.

Se define el refuerzo como el proceso de restituir a los elementos estructurales de concreto su capacidad de resistencia original o incrementar su resistencia.

El capítulo de remoción, preparación y técnicas de refuerzo cubre la preparación de la superficie del concreto existente para recibir o anclar el material de reparación

El capítulo de materiales de reparación incluye materiales desde el concreto simple hasta los polímeros y epóxicos analizando sus ventajas y limitaciones así como sus aplicaciones más frecuentes.

El capítulo de sistemas de protección incluyen procedimientos para proteger el concreto de la corrosión, la abrasión el impacto u otras acciones del ambiente.

El capítulo de técnicas de reforzamiento incluye la determinación de las causas del mal comportamiento estructural, si el elemento está sobrecargado o se trata de un diseño defectuosa y si necesita una reparación o reparación mas refuerzo. Se pasa luego a describir varias técnicas aceptadas de refuerzo incluyendo refuerzo interno y externo, los cuales apuntan al objetivo de proveer nuevo refuerzo para resistir las fuerzas de corte, flexión, torsión o axial de acuerdo a los lineamientos del ACI-318.

2.5 REGLAMENTO NACIONAL DE EDIFICACIONES NORMA E - 0.30 DISEÑO SISMORRESISTENTE (Capítulo VII, Artículo 24)

EVALUACIÓN, REPARACION Y REFORZAMIENTO DE ESTRUCTURAS

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GENERALIDADES

→ Las estructuras dañadas por efectos del sismo deben ser evaluadas y reparadas de tal manera que se corrijan los posibles defectos estructurales que provocaron la falta y recuperen la capacidad de resistir un nuevo evento sísmico. → Ocurrido el evento sísmico la estructura deberá ser evaluada por un ingeniero civil, quien deberá determinar si el estado de la edificación hace necesario el reforzamiento, reparación o demolición de la misma. El estudio deberá necesariamente considerar las características geotécnicas del sitio.

→ La reparación deberá ser capaz de dotar a la estructura de una combinación adecuada de rigidez, resistencia y ductilidad que garantice su buen comportamiento en eventos futuros.

→ El proyecto de reparación o reforzamiento incluirá los detalles, procedimientos y sistemas constructivos a seguirse.

→ Para la reparación y el reforzamiento sisrnico de edificaciones existentes se podrá emplear otros criterios y procedimientos diferentes a los indicados en esta Norma, con la debida justificación y aprobación de la autoridad competente.

2.6 REGLAMENTO NACIONAL DE EDIFICACIONES NORMA E-0.60 (Capitulo 3, Artículo 4)

INVESTIGACIÓN DE LOS RESULTADOS DUDOSOS

I) Si cualquier ensayo de resistencia en compresión de probetas curadas en el laboratorio está por debajo de la resistencia de diseño en más de 35 Kg/cm2 o si los resultados de los ensayos de las probetas curadas bajo condiciones de obra indican deficiencias en la protección o el curado, el Inspector dispondrá medidas que garanticen que la capacidad de carga de la estructura no está comprometida.

II) Si se confirma que el concreto tiene una resistencia en compresión menor que la especificada y los cálculos indican que la capacidad de carga de la estructura puede estar comprometida, deberán realizarse ensayos en testigos extraídos del área cuestionada. En este caso se tomarán tres testigos por cada ensayo de resistencia en compresión que está por debajo de la resistencia de diseño en más de 35 Kg/cm2. Los testigos se extraerán de acuerdo a la Norma ITINTEC 339,059.

III) Si el concreto de la estructura va a estar seco en condiciones de servicio, los testigos deberán secarse al aire por siete días antes de ser ensayados en estado seco. Si el concreto de la estructura va a estar húmedo en condiciones de servicio, los testigos deberán estar sumergidos en agua no menos de 40 horas y ensayarse húmedos.

IV) El concreto del área representada por los testigos se considerará estructuralmente adecuado si el promedio de los tres testigos es igual a por lo menos el 85% de la resistencia de diseño y ningún testigo es menor del 75% de la misma. El Inspector podrá ordenar nuevas pruebas a fin de comprobar la precisión de las mismas en zonas de resultados dispersos.

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V) Si no se cumplen los requisitos de la sección anterior y las condiciones estructurales permanecen en duda, el Inspector dispondrá que se realicen pruebas de carga para la parte cuestionada de la estructura o tomará otra decisión adecuada a las circunstancias, de acuerdo a lo indicado en el artículo 23.

EVALUACIÓN DE ESTRUCTURAS (Capítulo 6, Artículo 23)

I) GENERALIDADES

Si existen dudas razonables respecto de la seguridad de una estructura o de alguno de sus elementos o si se necesita información acerca de la capacidad de carga de una estructura en servicio para fijar sus limites de carga, se podrá ordenar que se efectúe una evaluación de la resistencia estructural ya sea por análisis, empleando pruebas de carga o por una combinación de ambos procedimientos. La evaluación será realizada por un ingeniero civil calificado.

II) EVALUACIÓN POR MEDIO DEL CÁLCULO

a) Si la evaluación de la resistencia se va a hacer por medio del análisis, se deberá realizar una minuciosa evaluación en obra de las dimensiones y detalles de los elementos estructurales, las propiedades de los materiales y demás condiciones propias de la estructura tal como está construida.

b) Los cálculos basados en lo indicado en la sección a) deberán garantizar que los factores de carga cumplen con los requisitos y propósitos de esta Norma.

III) PRUEBAS DE CARGA

GENERALIDADES

a) Si la evaluación de la resistencia se hace por medio de pruebas de carga, estas deberán ser realizadas por un ingeniero civil calificado.

b) Antes de efectuar las pruebas de carga, se deberán identificar los componentes críticos por medio del análisis, Deberá investigarse especialmente la resistencia al corte de los elementos estructurales cuestionados.

c) La prueba de carga deberá hacerse cuando la parte de la estructura que se va a someter a prueba tenga como mínimo 56 días de edad. Sin embargo, si el Inspector, el Proyectista y el Constructor están de acuerdo, se podrá hacer el ensayo a una edad menor,

d) Cuando se vaya a probar bajo carga únicamente una parte de la estructura, ésta deberá cargarse de manera que se pueda probar adecuadamente la zona que se sospeche sea débil,

e) Cuarenta y ocho horas antes de aplicar la carga de prueba, se deberá aplicar una carga que simule el efecto de aquella porción de las cargas muertas que aún no están actuando, debiendo permanecer aplicadas hasta que la prueba haya concluido.

PRUEBAS DE CARGA DE ELEMENTOS EN FLEXIÓN

a) Cuando se sometan a pruebas de carga los elementos a flexión de una construcción, incluyendo vigas y losas, se aplicarán las disposiciones adicionales de esta sección.

b) Inmediatamente antes de aplicar la carga de prueba se tomarán lecturas iniciales.

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c) La parte de la estructura seleccionada para aplicar la carga deberá recibir una carga total, que incluya las cargas muertas que ya están actuando, equivalente a 0,8(1,5CM + 1,8 CV). La determinación de la carga viva (CV) deberá incluir la reducción permitida por la Norma E. 020 Cargas.

d) La carga de prueba deberá aplicarse gradualmente, con un mínimo de cuatro incrementos aproximadamente iguales, sin ocasionar impacto a la estructura y de manera tal que no se produzca el efecto de arco en los materiales.

e) Después de transcurrir 24 horas de la aplicación de la carga de prueba, se tomarán lecturas de la de- flexión inicial.

f) La carga de prueba deberá retirarse inmediatamente después de tomadas las lecturas de la de- flexión inicial. Las lecturas de la deflexión final se tomarán 24 horas después de haberse retirado la carga de prueba.

g) Si la parte de la estructura sometida a la carga de prueba presenta evidencia visible de falla (fisuración, desprendimiento del recubrimiento o deflexiones de tal magnitud que sean incompatibles con los requerimientos de seguridad de la estructura), se considerará que la estructura no ha pasado satisfactoriamente la prueba, no debiendo autorizarse nuevas pruebas en la parte de la estructura previamente ensayada.

h) Si la parte de la estructura sometida a prueba de carga no presenta evidencia visible de falla, se considerará como una indicación de un comportamiento satisfactorio cualquiera de los dos criterios siguientes:

—► Si la deflexión máxima medida de una viga, piso o techo es menor de:

L2/(20000h) donde h es el peralte del elemento y L la distancia a ejes de

los apoyos o la luz libre entre apoyos más el peralte del elemento, la que

sea menor Para losas armadas en dos direcciones, L será la luz mas corta.

—► Si se excede la condición anterior, deberá cumplirse que la recuperación de la deflexión dentro de las 24 horas siguientes al retiro de la carga de prueba es por lo menos el 75% de la deflexión máxima para concretos no presforzados y de 80% para concretos presforzados.

i) En el ensayo de voladizos, el valor de L se considerará igual a dos veces la distancia desde el apoyo al extremo del voladizo y la deflexión deberá ajustarse en el caso de que el apoyo experimente movimientos de cualquier tipo.

j) Las construcciones de concreto armado que no recuperen el 75°/a de la deflexión máxima, podrán volverse a probar no antes de 72 horas de retirada la primera carga de prueba. La parte de la estructura ensayada se considerará satisfactoria cuando la parte probada de la estructura no muestre evidencias visibles de falla al someterla a prueba nuevamente y la recuperación de la de-flexión causada por esta segunda carga de prueba es por lo menos el 80% de la deflexión máxima ocurrida en el segundo ensayo.

k) En los sistemas de concreto presforzado no se deberán repetir las pruebas.

OTROS ELEMENTOS ESTRUCTURALES

Los elementos estructurales no sujetos a flexión deberán preferentemente ser investigados por medio del análisis.

IV) ACEPTACIÓN DE MENORES CAPACIDADES DE CARGA

Si la estructura que está siendo investigada no satisface los requisitos o criterios indicados en las secciones anteriores, según corresponda, se podrá aprobar el empleo

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de cargas totales menores en la estructura basándose en los resultados de la prueba de carga o en el análisis.

V) SEGURIDAD

Las pruebas de carga deberán efectuarse de manera de garantizar la seguridad de las personas y de la estructura durante las mismas. Las medidas de seguridad no deberán interferir con el procedimiento de ensayo o afectar sus resultados.

3. PROCESO SECUENCIAL EN LA REPARACIÓN DE EDIFICIOS

(Traducción y adaptación de Procedural sequence in the repair of buildings por Noel P. Mailvaganam and Tony Alexander)

Este trabajo presenta las pautas para una ejecución paso a paso de cualquier proyecto de reparación. Estos procedimientos pueden hacer que la ejecución del proyecto de reparación sea sistemática, lo que servirá mejor para alcanzar el objetivo deseado. La secuencia de las actividades implicadas en la reparación de edificios va de la identificación del problema, la selección de un consultor, la especificación de los materiales y procedimientos de reparación, elaboración de documentos contractuales, y finalmente, a la ejecución del trabajo.

Los participantes principales en un programa de reparación son el propietario y el consultor quienes deciden en común las opciones técnicas y financieras en cada paso.

Procedimiento paso a paso para la reparación

Ocho pasos se han detallado aquí que presentan los aspectos técnicos y no técnicos que se deben considerar en la formulación de una estrategia de la reparación para las estructuras concretas reforzadas.

Identificación del problema

Antes de proceder con cualquier proceso de refuerzo, es imprescindible que la causa, el efecto, y el grado de influencia de los problemas identificados estén claramente establecidos. Una vez que las causas son conocidas, los mecanismos del problema pueden ser determinados. La evaluación apropiada del problema y entender la causa, son cruciales y son los factores que deciden entre el éxito y el fracaso de una reparación.

Definición de los objetivos.

La decisión de reparar o reemplazar una estructura implica decisiones tales como el análisis del ciclo vital de servicio. El ciclo vital de una estructura se determina a menudo por consideraciones financieras más que técnicas. Los objetivos y las restricciones incluyen generalmente aspectos estéticos, financieros, limitaciones en la cantidad de reparación que puede ser realizada, la esperanza de vida de la reparación, y el mantenimiento necesario luego de las reparaciones.

Obtención de la experiencia necesaria

Una vez que se ha decidido realizar la reparación, el propietario debe decidir sobre el consultor basándose en su experiencia relevante con trabajos similares. El propietario

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y el consultor deben llegar a un acuerdo mutuo entendimiento sobre los objetivos y restricciones.

Diseñar el protocolo de la evaluación

La evaluación del problema en una estructura significa obtener la información sobre el grado de deterioro, establecer la causa y el significado de tal deterioro. En base a los objetivos acordados, el consultor debe desarrollar el protocolo de evaluación. La naturaleza y el propósito de las pruebas y análisis se deben repasar y acordar con el propietario antes de que el consultor comience la evaluación. Las evaluación se puede hacer por etapas, minimizando el costo de la evaluación, eliminando algunas de las pruebas que sean innecesarias mientras que se recopila la información. Por otra parte, durante el curso de la evaluación el consultor puede determinar que se necesita información adicional más allá de la convenida, lo cual debe ser también aprobado por el propietario.

Realizar la evaluación

El objetivo primero es identificar las causas posibles de cualquier anomalia o defecto visible y establecer la integridad estructural, y el funcionamiento satisfactorio de la estructura. Esto requiere a menudo una investigación en detalle que se pueda sintetizar en cinco tareas:

• Recopilación de la información.

• Establecimiento de las condiciones en servicio.

• Visita del campo.

• Examen detallado.

• Evaluación de datos

Durante la visita de sitio, se deben hacer notas específicas y detalladas, preferiblemente en planos especialmente preparados para este fin. Lo que sigue es una lista de las actividades que deben realizar durante la visita de sitio:

• observar la condición visual.

• observar la condición de las áreas de concentración de esfuerzos.

• expediente fotográfico.

• identificar los motivos de preocupación.

• identificar las grietas y las localizaciones del concreto deteriorado.

• realizar mediciones iniciales de ancho y longitud de grietas, etc.

Seleccionar una estrategia de la reparación

De acuerdo con la evaluación, los métodos alternativos de reparación en armonía con el objetivo del propietario serán considerados. El diagnostico y la estrategia sugerida de reparación se deben revisar conjuntamente por el consultor y el propietario quien debe entonces comprobar el impacto que las reparaciones tendrán en las operaciones en curso y el uso futuro de la edificación para determinar las alternativas más apropiadas para financiar las reparaciones. Se debe asignar nivel prioritario a la reparación de los defectos estructurales para asegurar una condición segura y útil. Cuando los costos de la reparación son altos, el trabajo de la restauración se puede efectuar en varios años dando la prioridad al trabajo esencial.

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Diseñar las reparaciones

De acuerdo con las consideraciones técnicas y económicas, se debe establecer la vida de servicio de una estructura y tomar la decisión de repararla o para sustituirla. Una vez que se toma la decisión de reparar o reforzar, se debe identificar cada elemento estructural que se va a intervenir especificando el tipo de degradación, el tipo de reparación, la metodología y el material de reparación recomendado.

El método seleccionado de reparación debe alcanzar uno o más de los objetivos siguientes:

• prevenir el ingreso de los elementos que generan la corrosión tales como

humedad, cloruros y bióxido de carbono.

• recuperar la integridad estructural del elemento restaurando o aumentando tu

resistencia y rigidez.

• mejorar la durabilidad.

• mejorar la apariencia de la superficie del concreto.

Si las reparaciones son simples, el dueño puede contratar directamente las reparaciones y la ayuda del consultor puede no ser requerida. Si las reparaciones son complejas, el consultor debe participar de la inspección y supervisión de la obra de reparación.

Realizar las reparaciones

Una vez que se hayan elaborado las especificaciones y los documentos del contrato, el dueño convoca a una licitación para realizar las reparaciones especificadas. Los contratistas deben necesariamente estar precalificados, es decir, solamente los contratistas que tienen experiencia en trabajos de reparación de un alcance y de un tipo similares deben proporcionar ofertas.

4. CRITERIOS GENERALES SOBRE INTERVENCION ESTRUCTURAL

Un diagnóstico adecuado y completo será aquel que esclarezca todos los aspectos del problema, o sea:

4.1 SINTOMAS

Los problemas patológicos, salvo raras excepciones, presentan manifestaciones externas características, a partir de las cuales se puede deducir cual es la naturaleza, el origen y los mecanismos de los fenómenos involucrados, así como estimar sus probables consecuencias. Estos síntomas, también denominados lesiones, daños, defectos o manifestaciones patológicas, pueden ser descritos y clasificados, orientando un primer diagnóstico, a partir de detalladas y experimentadas observaciones visuales. Los síntomas más comunes, de mayor incidencia en el concreto son las fisuras, las eflorescencias, las flechas excesivas, las manchas en el concreto arquitectónico, la corrosión de las armaduras, las oquedades superficiales o cucarachas del vertido, o sea segregación de los materiales constituyentes del concreto.

En la Figura 1, observamos que ciertas manifestaciones tienen elevada incidencia -como las manchas superficiales - sin embargo, desde el punto de vista de las

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consecuencias con relación al comprometimiento estructural y al costo de corrección del problema, una fisura de flexión o la de corrosión de las armaduras pueden ser más significativas y más graves que otras.

D D □ D D D

1 - Degradación química 2 - Flechas 3 - Oquedades 4 - Corrosión de armaduras 5 - Fisuras activas o pasivas 6 - Manchas Superficiales

Figura 1. Distribución relativa de la incidencia de las manifestaciones patológicas en estructuras de concreto arquitectónico.

4. 2 MECANISMO

Todo problema patológico, llamado en lenguaje jurídico de vicio oculto o vicio de construcción o daño oculto, ocurre a través de un proceso, de un mecanismo. Por ejemplo: la corrosión de las armaduras en el concreto es un fenómeno de naturaleza electroquímica, que puede ser acelerado por la presencia de agentes agresivos externos, del ambiente, o internos, incorporados al concreto.

4.3 ORIGEN

El proceso de construcción y uso puede ser dividido en cinco grandes etapas: planeamiento, proyecto, fabricación de materiales y elementos fuera de la obra, ejecución propiamente dicha a pie de obra, y uso; esta última etapa más larga en el tiempo, involucra la operación y mantenimiento de las obras civiles conforme se presenta en la Figura 3.

Si por un lado las cuatro primeras etapas representan un período de tiempo relativamente corto - en general menos de dos años - por otro lado, las construcciones deben ser utilizadas durante períodos largos - en general más de cincuenta años para edificaciones y más de doscientos para presas y obras de arte de importancia social.

Los problemas patológicos sólo se manifiestan durante la construcción o después de la ejecución propiamente dicha, última etapa de la fase de producción. Normalmente ocurren con mayor incidencia en la etapa de uso. Ciertos problemas como por ejemplo los resultantes de las reacciones álcali-árido, sólo aparecen con intensidad después de más de seis años. Hay casos de corrosión de armaduras en losas de entrepisos de apartamentos que se manifestaron intensamente inclusive con el colapso parcial, solamente después de trece años de uso del edificio.18

Cjtniun

Figura 3. Etapas de producción y uso de las obras civiles

Un diagnóstico adecuado del problema debe indicar en que etapa del proceso constructivo tuvo origen el fenómeno. Por ejemplo, una fisura de momento flector en vigas, tanto pudo ser por un diseño inadecuado, como por la calidad inferior del acero usado; tanto por la mala ejecución con un concreto de resistencia inadecuada, como por la mala utilización que se hace del elemento, con la colocación sobre la viga, de cargas mayores a las previstas inicialmente. Para cada origen del problema existe la terapia más adecuada, aunque el fenómeno y los síntomas puedan ser los mismos.

Cabe resaltar que la identificación del origen del problema permite también identificar, para fines judiciales, quién cometió la falla. Así, si el problema tuvo origen en la fase de proyecto, el proyectista falló; cuando el origen está en la calidad del material, fue el fabricante quien falló; si en la etapa de ejecución, se trata de falla de la mano de obra y la fiscalización o la constructora fueron omisas; si en la etapa de uso, la falla es de operación y manutención.

Un elevado porcentaje de las manifestaciones patológicas tiene origen en las etapas de planeamiento y proyecto, como se muestra esquemáticamente en la Figura 4. Las fallas de planeamiento y proyecto son en general más graves que las fallas de calidad de los materiales o de mala ejecución. Es siempre preferible invertir más tiempo en el detallamiento del diseño de la estructura, que por falta de previsión, tomar decisiones apresuradas y adaptadas durante la ejecución.

Puesto que no existen datos nacionales disponibles sobre las causas de las fallas de estructuras de concreto revisaremos los resultados del análisis de fallas en otros países.

Francia

La información disponible de los expedientes de las Compañías de Seguro sobre la naturaleza y costo de defectos en edificios revela

37 por ciento de defectos ocurrió en diseño

51 por ciento en la construcción 12 por

ciento de debido a otros

19

Fábncanta de A&#nakfD

España

El centro de investigación tecnológico, LABEIN, investigó las patologías de los puentes de la región de Vizcaya. 510 puentes fueron examinados, incluyendo 352 puentes de concreto que requirieron reparaciones, las causas del daños por orden de importancia eran:

• logro incorrecto del proyecto

• carencia de mantenimiento

• errores del proyecto.

Suiza

La información disponible en 800 fallas demostró lo siguiente:

• 37 por ciento de defectos ocurrieron en diseño.

• 39 por ciento de defectos eran atribuibles al contratista.

• 8 por ciento al arquitecto.

• 16 por ciento de debido a otros.

USA

La encuesta sobre ACI de fallas en la construcción de estructuras de concreto en Norteamérica reveló:

57 por ciento de defectos ocurrieron en diseño.

50 por ciento en la construcción.

20

El total de 107 por ciento es debido a los errores múltiples con las mismas faltas.

Figura 4. Origen de los problemas patológicos con relación a las etapas de producción y uso de las obras civiles

ETAPAS EN LA VIDA DE UNA EDIFICACIÓN

PLANEAMIENTO DEL PROYECTO

ANÁLISIS Y DISEÑO

-SUELOS -MATERIALES -ANÁLISIS -NORMAS -M. AMBIENTE -USO

APROPIADO

CONSTRUCCIÓN DURABLE

\ -MAYORES S/C

-CAMBIO USO

-AMB. AGRESIVO INAPROPTADO

POSIBILIDAD DE FALLA (4)

Figura 5. Etapas en la vida de una edificación.

4.4 CAUSAS

Los agentes causantes de los problemas patológicos pueden ser varios: cargas, variaciones de humedad, variaciones térmicas intrínsecas y extrínsecas al concreto, agentes biológicos, incompatibilidad de materiales, agentes atmosféricos y otros.

En el caso de una fisura en viga por la acción de momentos flectores, el agente causante es la carga - si no hubiera carga, no habría fisura - cualquiera que fuera el origen del problema. En el caso de fisuras verticales en vigas pueden ser los agentes causantes tanto las variaciones de humedad - retracción hidráulica por falta de curado.

-PLANOS -M. de

O.

-INSPECCIÓN

-SUPERVISIÓN

- como gradientes térmicos resultantes del calor de hidratación del cemento, o movimientos térmicos resultantes de variaciones diarias y anuales de la temperatura ambiente. Evidentemente, a cada causa corresponderá una terapia más adecuada y más duradera.

4.5 CONSECUENCIAS Y OPORTUNIDAD DE LA INTERVENCIÓN

Un buen diagnóstico se completa con algunas consideraciones sobre las consecuencias del problema en el comportamiento general de la estructura, o sea, un pronóstico de la cuestión. De forma general acostumbrase a separar las consideraciones en dos tipos: las que afectan las condiciones de seguridad de la estructura (asociadas al estado límite último) y las que componen las condiciones de higiene, estética, etc., o sea, las denominadas condiciones de servicio y funcionamiento de la edificación (asociadas a los estados límites de utilización.

En general los problemas patológicos son evolutivos y tienden a agravarse al transcurrir el tiempo, además de arrastrar otros problemas asociados al problema inicial. Por ejemplo: una fisura de momento flector puede dar origen a la corrosión de las armaduras; flechas excesivas en vigas y losas pueden conducir a fisuras en paredes y deformaciones en pisos rígidos apoyados sobre elementos flexionados.

Corrosión de armaduras por acción de cloruros en puente viario (Mongagua, Brasil)

Se puede afirmar que las correcciones serán más durables, más efectivas, más fáciles de ejecutar y mucho más económicas, cuanto antes fuera ejecutado la intervención. La demostración más expresiva de esta afirmación es la llamada ―ley de Sitter‖ que prevé los costos crecientes según una progresión geométrica.

Dividiendo las etapas constructivas y de uso en cuatro períodos, correspondientes al de diseño, al de ejecución propiamente dicha, al del mantenimiento preventivo

22

Rehabilitación de estructura de concreto dañada por corrosión de armadura debido a la

carbonatación (Sao Paulo, Brasil)

efectuado antes de los cinco primeros años, y al del mantenimiento correctivo efectuado posterior al surgimiento de los problemas, a cada uno corresponderá un costo que sigue una progresión geométrica de razón cinco, conforme presentado en la Figura 6.

Figura 6. Ley de evolución de los costos, ley de Sitter (Sitter, 1984 CEB RILEM)

Una interpretación adecuada de cada uno de estos períodos o etapas de obra puede ser la que sigue:

Proyecto: toda medida tomada en el ámbito de diseño con el objetivo de aumentar la protección y durabilidad de la estructura, por ejemplo, aumentar el espesor del recubrimiento de la armadura, reducir la relación agua / cemento del concreto, especificar tratamientos protectores superficiales, escoger detalles constructivos adecuados, especificar cementos, aditivos y adiciones con características especiales y otras, implica un costo que podemos asociar al número 1 (uno).

Ejecución: toda medida fuera del proyecto, tomada durante la ejecución propiamente dicha, incluyendo en ese período la obra recién construida, implica un costo 5 (cinco) veces superior al costo que se hubiese ocasionado si esta medida hubiera sido tomada en el ámbito de diseño, para lograr el mismo ―grado‖ de protección y durabilidad de la estructura. Un ejemplo típico sería la decisión en obra de reducir la relación agua / cemento para aumentar la durabilidad del concreto y la protección de las armaduras. La misma medida tomada durante el proyecto permitiría el redimensionamiento automático de la estructura, considerando un concreto de resistencia a compresión más elevada, de menor módulo de deformación, de menor deformación lenta y de mayores resistencias a bajas edades. Estas nuevas características del concreto traerían la reducción de las dimensiones de los elementos estructurales, ahorros en encofrados, reducción de cuantía de acero, reducción de volúmenes y peso propio, etc. Esta medida tomada en obra, a pesar de ser eficaz y oportuna desde el punto de vista de la durabilidad, ya no propicia alteraciones que mejoren los elementos estructurales que fueron antes definidos en el diseño estructural y por lo tanto puede representar un costo 5 veces mayor.

Mantenimiento preventivo: toda medida tomada con antelación y previsión, durante el periodo de uso y mantenimiento de la estructura, puede ser asociada a un costo 5 (cinco) veces menor que aquel necesario para la corrección de los problemas generados a partir de una intervención no prevista tomada ante una manifestación explícita e irreversible de patología. Al mismo tiempo estará asociada a un costo 25 (veinticinco) veces superior a aquel que habría ocasionado una decisión de proyecto para la obtención del mismo ―grado‖ de protección y durabilidad de la estructura. Como ejemplo puede ser citado la eliminación del moho ácido y la limpieza de la fachada, estucamiento y reestucamiento de las superficies a vista, pinturas con barnices

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hidrofugantes, renovación y construcción de ―brise soleil‖, goteras, pretiles y otras medidas de protección.

Mantenimiento correctivo: corresponde a los trabajos de diagnóstico, pronóstico, reparación y protección de las estructuras que ya presentan manifestaciones patológicas, o sea, corrección de problemas evidentes. A estas actividades se les puede asociar un costo 125 (ciento y veinticinco) veces superior al costo de las medidas que podrían haber sido tomadas en el ámbito de proyecto y que redundarían en un mismo ―grado‖ de protección y durabilidad que se estime de la obra a partir de la corrección. Según SITTER, colaborador del fib (CEB-FIP), autor de esta ley de costos tan ampliamente citada en bibliografías específicas del área, aplazar una intervención significa aumentar los costos directos en progresión geométrica de razón 5 (cinco), lo que torna aún más actual el conocido refrán popular ―no dejes para mañana lo que puedes hacer hoy‖, por cinco a ciento y veinte cinco veces menos.

4.6 TERAPIA

Las medidas terapéuticas de corrección de los problemas pueden tanto incluir pequeñas reparaciones localizadas, como una recuperación generalizada de la estructura, o refuerzos de los cimientos, columnas, vigas o losas. Es siempre recomendable, que después de cualquiera de las intervenciones citadas, sean tomadas medidas de protección de la estructura, con la implantación de un programa de mantenimiento periódico. Este programa de mantenimiento debe tener en cuenta la vida útil prevista, la agresividad de las condiciones ambientales de exposición y la naturaleza de los materiales, y medidas protectoras adoptadas.

4.7 PROCEDIMIENTO

La selección de los materiales y la técnica de corrección a ser empleada dependen del diagnóstico del problema, de las características de la zona a ser corregida y de las exigencias de funcionamiento del elemento que va a ser objeto de la corrección. Por ejemplo: en los casos de los elementos estructurales que necesitan ser colocados en carga después de algunas horas de la corrección puede ser necesario y conveniente, utilizar sistemas de base epoxi o poliéster. En los casos de plazos algo más prolongados (días), pudiera ser conveniente utilizar morteros y grauting de base mineral, y en condiciones normales de solicitación (después de veintiocho días) los materiales podrían ser morteros y concretos correctamente dosificados.

4.8 PROYECTO O DISEÑO DETALLADO DE LA INTERVENCIÓN

Se considera que el proyecto o el diseño detallado de una intervención es la principal clave de suceso de una rehabilitación de estructuras de concreto.

4.9 MATERIALES DE REPARACIÓN Y SISTEMA DE PROTECCIÓN

Podrá ser empleado cualquier material dentro de aquellos disponibles en el mercado, a pesar que las características especificadas en este proyecto correspondan a productos ya consagrados por el medio técnico y con eficacia comprobada en condiciones semejantes de aplicación y exposición. La calidad de los materiales y

24

sistemas es de responsabilidad de los fabricantes y proveedores que deben garantirla formalmente.

Para cada material y sistema son abordados los siguientes tópicos principales:

Especificaciones técnicas: Se hace una descripción sucinta del material, presentando-se la composición básica y estableciéndose requisitos mínimos de caracterización y desempeño.

Control de recepción: Se definen los parámetros y ensayos para control de recepción

de los materiales, estableciéndose los criterios de aceptación/devolución, tamaño de

los lotes y formas de muestreo

Acopio: Se indican los cuidados que deben ser tomados en el acopio de los

materiales.

Cuidados en el manejo, mezcla y preparación: Son descriptos los procedimientos que deben ser tomados durante el manejo, mezcla y preparación de los materiales, visando la obtención de sus mejores características por la obediencia de los aspectos funcionales y de seguridad.

Referencias:

- Manual de Rehabilitación de Estructuras de Hormigón . Reparación, refuerzo y Protección-Editores: Paulo Helene, Fernanda Pereyra

- Procedural sequence in the repair of buildings for Noel P. Mailvaganam and Tony Alexander.

- ACI 364.1R-93 Guía para Evaluación de Estructuras de Concreto antes de su Rehabilitación.

- ACI 437R-03 Evaluación de la Resistencia de Estructuras de Concreto.

- ACI 224.1R Causas, Evaluación y Reparación de Grietas en Estructuras de Concreto.

- ACI 546R-04 Guía para la Reparación de Estructuras de Concreto.

- Reglamento Nacional de Edificaciones Norma E - 0.30 Diseño Sismorresistente (capítulo VII, artículo 24)

- Reglamento Nacional de Edificaciones Norma E - 0.60 (Capitulo 3, Artículo 4)

25

5. ACCIONES SOBRE LAS ESTRUCTURAS

A continuación se presentaran acciones sobre las estructuras a excepción de las acciones sísmicas que se verán en el acápite 7.

5.1 TIPOS DE FALLAS EN ELEMENTOS

A. En columnas

a) Aplastamiento

Estas son las causas más frecuentes por la que aparece aplastamiento en columnas:

1. Exceso de carga. 2. Sección insuficiente. 3. Concreto de baja resistencia 4. Armadura insuficiente. 5. Estribos muy separados o incorrectos. 6.

Aplastamiento en columnas

b) Rotura por flexión

Estas son las causas más frecuentes por la que aparecen fisuras de flexión en columnas:

1. Concreto deficiente. 2. Armadura insuficiente. 3. Omisión de anclajes en columnas de los últimos pisos 4. Asiento en la cimentación. 5. Mayores solicitaciones que las consideradas. 6. Empuje horizontal del sismo, no previsto. 7. Hinchamiento del terreno por expansividad.

26

Rotura por flexión

c) Rotura por tracción.

Se indican las causas que originan la falla por tracción:

1. Asiento de la cimentación.

2. Zapatas de menor dimensión que la requerida. 3. Cimientos sobre relleno en ladera.

4. Excavación en terreno adyacente a una cota inferior a la cimentación existente.27

d) Falla por cortante

Casos en que las columnas pueden estar sometidas a esfuerzos cortantes elevados:

1. En columnas extremas con poca altura que arrancan de la cimentación y le acometen vigas de grandes luces que le ocasionan fuertes momentos y cortantes. Igualmente sucede en las columnas cortas que arrancan de muros de contención, por estar embebidos en ellos.

2. En columnas sometidas a empujes horizontales, como puede ser empujes de tierra y especialmente de sismo.

3. En columnas de edificaciones situadas en laderas cuando se produce un deslizamiento de tierra.

4. En casos mas aislados, también puede ocurrir que la rotura de cortante sea debido a excesiva compresiones.

e) Corrosión de la armadura

Las causas más frecuentes que favorecen la corrosión en columnas son:

1. Concreto con escaso vibrado y gran número de poros.

2. Concreto muy fluido con gran número de poros capilares. 3. Armadura con escaso recubrimiento. 4. Columnas ubicadas en ambientes agresivos. 5. Columnas de estanques donde varia su estado (húmedo a seco y viceversa).

28

f) Desagregación del concreto

Productos químicos que atacan al concreto y lo desagregan:

1. El ácido láctico, derivado de las industrias lácteas, lo ataca fuertemente.

2. La salmuera, que se utiliza en la industria de la aceituna para su conservación. 3. La glucosa. 4. El azufre que se encuentra en las aguas residuales.

Segregación, mala calidad de concreto

B. En Ménsulas

a) Rotura por flexión.

Las causas de la falla por flexión en ménsulas son:

1. Armadura de flexión insuficiente.

2. Escasa longitud de anclaje.

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b) Aplastamiento del concreto

Las causas de la falla por aplastamiento en ménsulas son:

1. Sección insuficiente para soportar la carga.

2. Cuantía de acero muy elevada.

c) Rotura por cortante

Las causas de la falla por cortante en ménsulas son:

1. Estribos muy separados.

d) Rotura por tracción

Las causas de la falla por tracción en ménsulas son:

1. Insuficiente acero de refuerzo.

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C. En Vigas

a) Falla por flexión

Las causas que originan una falla por flexión son las siguientes:

1. Armadura insuficiente o mal situada (se puede haber colocado menor número de barras o de inferior diámetro).

2. Omisión de anclaje en vigas extremas o escasa longitud de anclaje. 3. Sección insuficiente (se debe comprobar en obra sus dimensiones). 4. Sobrecarga excesiva. 5. Concreto de menor resistencia. 6. Desencofrado prematuro o incorrecto. 7. Mayor luz de la considerada en el cálculo.

b) Falla por cortante

Las causas que originan una falla por cortante son las siguientes:

1. Mayor carga de la prevista. 2. Menor resistencia del concreto. 3. Sección insuficiente de la viga. 4. Armadura transversal insuficiente. 5. Colocación de estribos con menor diámetro o muy separados. 6. Colocar estribos sin cerrar o con escasa longitud de anclaje. 7. Calcular a cortante vigas muy anchas, cuando lo que se produce son

punzonamientos. 8.

31

c) Falla por torsión

Las causas que producen el fallo por torsión:

1. Sección insuficiente del elemento.

2. Armadura longitudinal y transversal insuficiente. 3. Estribos con escasa longitud de anclaje. 4. Mayor torsor del previsto. 5. Concreto de menor resistencia.

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d) Aplastamiento del concreto

Las causas que pueden producir el fallo por aplastamiento del concreto en una viga:

1. Sección insuficiente con cuantías muy elevadas de armaduras en zona de tracción.

2. Concreto de menor resistencia con abundante armadura en la zona traccionada.

3. Calculo deficiente. 4. Exceso de carga.

e) Corrosión de la armadura.

Las causas mas frecuentes que motivan la corrosión de la armadura de las vigas son:

1. Utilización de agua o agregados inadecuados. 2. Concreto con aditivos inadecuados que atacan la armadura. 3. Concretos muy fluidos que dejan gran numero de poros al evaporarse el agua

que contienen. 4. Concreto con escaso vibrado y gran número de poros o mal curado. 5. Armadura con escaso recubrimiento por omisión de separadores, quedando las

barras en contacto con el encofrado, esto es más acentuado en el centro de la luz de la viga.

6. Vigas situadas en ambientes agresivos, cercanos al mar. 7. Vigas de forjados sanitarios en las que no se han colocado rejillas para

ventilación cruzada, o las situadas en el interior de bodegas o depósitos donde existe bastante humedad.

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f) Concreto de menor resistencia en viga

Por la disminución de resistencia del concreto también pueden suceder los siguientes daños:

1. Rotura en las zonas de flexión porque la sección de la armadura es ahora insuficiente.

2. Aplastamiento del hormigón en las zonas más comprimidas. 3. Menor adherencia de la armadura. 4. Mayor peligro de corrosión.

Deflexiones Excesivas:

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5.2 ASENTAMIENTOS DEL TERRENO

Referencias: Diagnosis y causas en patología de la edificación, Manuel Muñoz Hidalgo, Madrid 1994.

35

5.3 EMPUJES DEL TERRENO

36

5.4 CORROSION

Definición de corrosión (Norma ISO 8044):

―Interacción * físico-química entre un metal y el medio que lo rodea, implicando modificaciones en las propiedades del metal y, a menudo, una degradación de las funciones del metal, del medio o del sistema técnico constituido por ambos factores‖

*Generalmente, de naturaleza electroquímica.

Aspectos que afectan la corrosión del acero de refuerzo

> Electroquímicos (termodinámicos —> tendencia, cinéticos —> velocidad)

> Metalúrgicos (defectos cristalinos, macrodefectos, efectos de composición química, T.T., etc)

> Mecánicos (estáticos y dinámicos)

> Otros (biológicos, químicos, físicos, eléctricos, etc.)

Corrosión del concreto (materiales no metálicos)

> Mecanismo químico 37

Celda de corrosión electroquímica en el concreto armado

Desde hace más de un siglo se conoce que el acero embebido en los materiales de construcción a base de cemento se encuentra en estado pasivo y que tal tipo de estructuras tienen, por lo tanto, una durabilidad prácticamente ilimitada. Sin embargo, en circunstancias excepcionales, debido a la ignorancia o incorrecta aplicación de los conocimientos ya existentes, se produce la corrosión de los refuerzos en estado activo, limitando drásticamente la durabilidad de las estructuras. La consecuencia es que, sorprendentemente, persisten una serie de cuestiones muy importantes que siguen planteando controversias entre los ―especialistas‖ en el sector de construcción, que se tratan de sintetizar en una que las englobe a todas, la siguiente: ¿Se pueden repasivar las estructuras ya corroídas?

Importancia de la corrosión en el sector de la construcción y enumeración de algunas cuestiones conflictivas

Frecuentemente se han promocionado las estructuras de concreto armado como construcciones con una vida en servido ilimitada y con mínimas exigencias de mantenimiento. Sin embargo, en ciertas circunstancias especialmente desfavorables, esto deja de ser cierto, pues existen algunos factores de corrosión capaces de despasivar al acero embebido en el concreto, dando lugar a velocidades de corrosión que pueden plantear serios daños en pocos años. Es el caso de los tableros de puentes contaminados con sales de deshielo, de las plataformas offshore, o de las estructuras expuestas a climas cálidos en ambientes marinos, como las del Golfo Arábigo. En estas condiciones los deterioros conducen a la adopción de medidas preventivas, de costosas reparaciones, o incluso a la demolición, en pocos años, dependiendo de que se hayan realizado inspecciones a tiempo, a destiempo, o excesivamente tarde.

Cuando los daños afectan a una parte importante de la estructura, el procedimiento convencional de reparación implica la eliminación del concreto carbonatado o contaminado con cloruros hasta detrás de las armaduras, la limpieza de éstas en todo su perímetro, el reemplazamiento de concreto afectado y, frecuentemente, la aplicación de algún tipo de protección que evite nuevas reparaciones. El proceso es

38

> Mecanismo microbiológico

> Otros (físicos)

muy caro y nocivo para los trabajadores y para el entorno ambiental. Agrava la magnitud del problema, la importancia técnica, económica y social del sector de la construcción, uno de los que más contribuye a establecer el nivel de bienestar de una sociedad. Por ejemplo los costos anuales en España debido a la corrosión en el sector de la construcción son de 200.000 millones de pesetas (1.202 millones de euros).

La situación dista mucho de ser satisfactoria. Contribuye a ello el hecho de que a pesar de las enormes cantidades de trabajo y de dinero dedicadas al estudio de la corrosión de los refuerzos embebidos en materiales a base de cemento y a la búsqueda de soluciones adecuadas, permanezcan aún como objeto de controversia cuestiones muy importantes para adoptar decisiones. Paradójicamente, a menudo tales cuestiones son elementales y deberían desaparecer si se hiciera un uso correcto de los conocimientos ya adquiridos. Se pretende proponer respuestas adecuadas a algunas de estas cuestiones. Concretamente a las siguientes:

> ¿Es posible detener una corrosión ya iniciada?

> ¿Se pueden repasivar las estructuras de concreto ya corroídas?

> ¿Son eficaces los Métodos Electroquímicos de Rehabilitación (MER) de las estructuras de concreto; cuándo?

> ¿Existe una relación entre el grado de precorrosión de las armaduras y su posibilidad de repasivación?

> ¿Es suficiente eliminar las causas de la corrosión para detener el ataque en las estructuras ya corroídas?

> ¿Pueden considerarse los MER como un Fin en si mismos?

> ¿Puede una simple medida de potenciales determinar el estado activo o pasivo de las armaduras?

> ¿Tienen el mismo significado las velocidades de corrosión medidas antes y después de aplicar los MER?

> ¿Siguen siendo los cloruros necesarios para continuar una corrosión ya iniciada?

La corrosión de las armaduras genera productos voluminosos que desarrollan grandes tensiones de tracción en los recubrimientos, provocando manchas de óxido, fisuras y grietas, desprendimientos, pérdida de sección de los refuerzos y de la adherencia entre ellos y el material cementicio. Esto explica que, también hoy, se estén construyendo estructuras de concreto que habrá que reparar o demoler en 10-20 años.

39

Procesos clásicos de corrosión

A. Proceso de carbonatación:

Si se trata de reparar una estructura que ha sufrido daños por corrosión, lo que se determina fácilmente porque la fisuración producida va siguiendo la ubicación de las armaduras de refuerzo, produciendo a veces la delaminación de superficies de recubrimiento de las armaduras, debe establecerse si se ha producido la carbonatación del concreto y cual es su profundidad de avance. El concreto protege naturalmente al acero de refuerzo porque lo envuelve en un ambiente alcalino con un pH entre 12 a 14 y forma una capa pasivante, recubierto por una capa de óxidos transparentes, compacta y continua que lo mantiene inalterado por tiempo indefinido y que impide que se presente la corrosión. Sin embargo, el dióxido de carbono del aire penetra a través de la red de poros del concreto y produce reacciones químicas con el cemento y una reducción del valor del pH del concreto, lo que constituye el proceso de carbonatación. Cuando el pH desciende a valores del orden de 8, el concreto de recubrimiento deja de proteger a las armaduras y se puede iniciar un proceso de corrosión. La medida de la carbonatación se hace picando en seco el concreto de recubrimiento en la zona que se esta investigando. Se pulveriza la zona con una solución de fenoltaleína al 1% en alcohol etílico y se espera un momento a que tome un color definido. Para valores superiores a 9.5 toma un color rojo púrpura y para valores inferiores a 8 es incolora. De esta manera visualmente se aprecia la profundidad de la capa carbonatada.

La manera de reparar estas zonas es eliminando el concreto de recubrimiento que este carbonatado, reemplazando las armaduras que sean necesarias por pérdida del área debido a la corrosión y volviendo a aplicar un nuevo concreto o mortero de recubrimiento. La experiencia de la aplicación de estos tratamientos muestra que esto es una solución de duración limitada, y que en muchos casos entre 5 ó 10 años después se vuelve a presentar el problema de corrosión. Por esta razón puede ser conveniente considerar la aplicación de inhibidores de la corrosión, que son productos que se aplican en la superficie del concreto y penetran hasta el nivel de las armaduras aumentando el pH alrededor de ellas, inclusive en presencia de cloruros, recuperando de esta manera su capa pasivante.

40

Efecto de la Carbonatación Edificio cerca de la plaza de armas de Iquitos del concreto

B. Presencia de sales y cloruros en la masa de concreto:

Acción de iones despasivantes: el Ion Cloruro

Principal efecto: ataque localizado de película pasivante por iones Cl- ―libres‖.

Se requiere concentración mínima (―critica‖). Gran exceso de Cl- : corrosión

generalizada.

Valor crítico de iones cloruro en concreto reforzado:

PAÍS NORMA LIMITE MAX. DE cr REFERIDO

USA ACIJIH áa 04596 «Támbame ele Cl rpmenro

■ USA ÁC1316 < a 0.3% en ambiente nomut cemento

USA AQ31S á a 19i en ambiente SETO cemento

INGLATERRA CP-110 é a \¡¿5% n'. menos en un %% cemento

AUSTRALIA AS&DO < M.m, cemento

NORUEGA NSJ474 < al U% cemento

cemento ESPAÑA EH91 < al 0.43"^

EUROPA EURQCODIG02 i al 0.22% cemento

JAPOK JSCE-SP2 í alCiKg/mJ Hormigón

BRASJl NBRÍ11S Sal 0.05% 3glÍ3

Perú (Norma E60) < 0.10% (cemento) si va estar expuesto a cloruros, < 0.02% (concreto).

Referencias:

-Reparación y refuerzo de edificaciones - Luis Zegarra C. -La corrosión del concreto armado – Isabel Díaz Tang – Instituto de Corrosión y

Protección (ICP-PUCP) -Posibilidades de repasivación de las estructuras corroídas de hormigón armado - José

Antonio González (Centro Nacional de Investigaciones Metalúrgicas, CENIM-España),

41

Juana María Miranda (Instituto de Metalurgia –uaslp - España), Alfonso Cobo (Escuela Universitaria de Arquitectura Técnica de Madrid)

5.5 CAMBIOS DE TEMPERATURA Y HUMEDAD

Para realizar el análisis del efecto de los cambios de temperatura y/o humedad sobre el concreto endurecido, es necesario acotar el enfoque a los rangos habituales que pueden presentarse, excluyendo situaciones excepcionales como puede ser un incendio y la acción de heladas. Estos casos se tratan en forma separada.

Analizaremos los cambios térmicos en el rango -3 °C a + 70 °C y las variaciones en el contenido de humedad por procesos de mojado / secado al aire.

Lo que particularmente interesa conocer es la influencia de los cambios térmicos invierno-verano y día-noche y los efectos de los procesos de secado y los ciclos de humedecimiento-secado sobre la estabilidad volumétrica y la posibilidad de fisuración. También se hará mención al caso de los concretos masivos.

La razón de analizar en forma conjunta estos dos fenómenos es que en situaciones reales se producen gradientes de humedad y/o temperatura marcadamente no lineales, cuyo tratamiento analítico y conceptual es similar.

Efectos de los cambios en la temperatura y el contenido de humedad sobre la estabilidad volumétrica.

Los cambios de temperatura ocasionan variaciones de volumen, en forma similar a lo que ocurre con cualquier sólido, es decir, se dilata cuando se calienta y se contrae cuando se enfría. Algo similar ocurre con los cambios en el contenido de humedad: el concreto se ―hincha‖ cuando se humedece y se contrae a medida que se seca.

En primera instancia, considerando que estos fenómenos se manifiestan en forma homogénea en toda la sección, sólo aparecerán tensiones si los vínculos, externos o internos, impiden la libre deformación, tal como se ilustra esquemáticamente en Figura 1. Como vínculos externos se pueden citar otros elementos estructurales vinculados, la fricción (en el caso de losas apoyadas sobre el piso), apoyos fijos, etc. y como interno, la presencia de barras de armadura, cambios bruscos de sección, etc.

Agrietamientos o fisuramientos de las estructuras

La morfología de las fisuras es simple, son aproximadamente paralelas entre sí, sin entrecruzamientos y se orientan perpendiculares a la tensión principal de tracción. Dado que el hormigón se seca lentamente, este tipo de fisuras no aparece sino después de varias semanas o incluso meses.

Siendo el hormigón mucho menos resistente a la tracción que a la compresión, es evidente que interesa más evaluar las contracciones que las dilataciones, pues es raro que un elemento falle porque su dilatación ha provocado la aparición de tensiones de compresión excesivas.

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Figura 1 Fisuración por efecto de la contracción impedida

Prácticamente no hay recursos para evitar la contracción del hormigón, solo puede minimizarse, por lo tanto si el hormigón está limitado en su contracción, la ausencia total de fisuras es prácticamente imposible.

Con el objeto de aliviar estas tensiones y evitar la aparición de fisuras, usualmente se diseñan juntas (de contracción o de dilatación) espaciadas convenientemente.

Aserrado de una junta

Sin embargo, en muchas circunstancias puede generarse la fisuración sin que intervengan vínculos aparentes. Esto ocurre cuando la distribución de humedad o temperatura no es uniforme en el elemento, existen gradientes marcadamente no lineales y se generan tensiones que pueden exceder la capacidad de deformación y la resistencia a la tracción del material.

La distribución ―no lineal‖ de temperatura o humedad introduce mayores diferencias en las deformaciones de capas adyacentes cercanas a la superficie, constituyendo una causa potencial de fisuras, aun cuando el análisis de las condiciones ―promedio‖ no indiquen condiciones de riesgo.

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Es muy común observar un ―mapeo‖ o ―cuarteado‖ de superficies de concreto, en las que el ancho de fisuras es muy pequeño pero abarcan prácticamente toda la superficie. Este defecto puede manifestarse cuando el hormigón se ―seca‖ muy rápido (tiempo seco y ventoso) o cuando se ―enfría‖ muy rápido (retiro del encofrado en tiempo frío).

Otra situación que puede darse con cierta frecuencia es que un elemento estructural sea de sección variable. Una vez que se desmolda, las partes delgadas se secan más rápido que las partes gruesas, contrayéndose antes. Las partes gruesas constituyen un vínculo interno y se pueden originar fisuras que arrancan justamente en el encuentro entre las partes gruesas y delgadas. En una sección como la que se esquematiza en la Figura 2, el ala se seca más rápido que el alma, contrayéndose. El alma actúa como vínculo ―interno‖, provocando fisuras en el ala, que arrancan desde el alma.

Figura 2. Fisuras en elemento estructural de sección variable

Un efecto similar ocurre cuando se desmolda un elemento de hormigón y hay una gran diferencia entre la temperatura del hormigón y la del aire (hormigón caliente y aire frío).

La superficie expuesta del hormigón se enfría rápidamente, contrayéndose y la parte interna no, imponiéndole consecuentemente una restricción a la libre deformación. Esto genera tensiones de tracción sobre el hormigón externo que pueden generar una fisuración superficial con aspecto de mapeo.

Un caso particular y sobre el que hay mucha bibliografía es el del ―hormigón masivo‖, armado, y en cuyo caso el control de las causas de fisuración suele ser un tema crítico. El problema puede resumirse en forma sencilla como sigue: los grandes volúmenes de hormigón tienen gran dificultad para disipar el calor, por lo que la temperatura aumenta a causa del calor generado en las reacciones de hidratación del cemento. La condición final de equilibrio térmico podría asociarse a la temperatura

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media anual. En el proceso de enfriamiento se pueden producir tensiones, tanto por vínculos externos o internos, que fisuran el concreto.

Con este objetivo pueden adoptarse distintas acciones: reducir al máximo el contenido de cemento, emplear un cemento de bajo calor de hidratación, reducir la temperatura de colocación del hormigón o, incluso, emplear técnicas de post-enfriado.

En estructuras cuya menor dimensión supera los 70-80 cm., deberían contemplarse estos fenómenos, aunque si existe armadura, ésta puede diseñarse además para el control del ancho de las fisuras, mejorando aún más la solución del problema.

Fisuras por enfriamiento prematuro y con- Fisuras por contracción impedida de origen

tracción por secado de una losa térmico de un muro

Fisuras o grietas por acción de la variación térmica ambiental (estacional y diaria)

• Losas

• Marquesinas

• pared-cortina

Diagnóstico:

• Variación de temperaturas

• Contracción y dilatación volumétrica

• Generación de esfuerzos de tracción

• Formación de fisuras activas

Pronóstico: • Propagación de las fisuras • Disminución del camino de los agentes agresivos hasta las armaduras o partes

más internas del hormigón • Carbonatación , deterioro del hormigón y corrosión de las armaduras

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Actuaciones correctivas: • Aislamiento térmico del elemento fisurado • Uso simultáneo de: o técnica de inyección de fisuras o

proyecto de junta de dilatación con mastiques/ sellantes

Fisuración debido al cambio térmico ambiental

• Pórticos (vigas, losas, columnas).

(Emmons, P

Diagnóstico: • Gradiente de temperatura interno y externo • Dilatación del elemento que está expuesto (coeficiente de dilatación térmica del

hormigón 9x10-6 m/m/oC) • Fisuración de los elementos que no se dilatan con el aumento de temperatura

Pronóstico:

• Dilatación de los elementos sujetos al aumento de la temperatura

• Fisuración de los elementos que restringen el aumento de la dilatación

• Carbonatación, deterioro del hormigón

• corrosión de armaduras

• colapso parcial o total de la estructura

Actuaciones correctivas:

• Aislamiento térmico del elemento sujeto a variación térmica

o Sellamiento de fisuras

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Fisuración por retracción hidráulica y térmica

• Vigas

• Losas

• Columnas

• Paredes-cortina

Diagnóstico:

• Alta relación agua/cemento;

• Alto calor de hidratación;

• Exceso de vibración;

• Cura mal hecha;

• Disminución del volumen del hormigón;

• Surgimento de fisuras que atraviesan el elemento.

Pronóstico:

• Aumento de la porosidad

• Transporte de agentes agresivos

• Carbonatación

• Corrosión de las armaduras

• Colapso de la estructura

Actuaciones correctivas: • Analizar la actividad de las fisuras y clasificarlas como activas o pasivas;

• Eliminar cuidadosamente el hormigón comprometido, limpiando bien la superficie

• Efectuar protección térmica conveniente;

• Técnicas de inyección

o sellantes o base

epoxica o base

cementicia

Fisuración por retracción hidráulica

Son fisuras que surgen durante las primeras horas, después del vaciado del concreto, producto de la perdida de su agua por evaporación.

Esta disminución de volumen se produce en el hormigón aun en estado plástico, sin que haya finalizado el proceso de fraguado.

También suelen aparecer fisuras de retracción durante el proceso de endurecimiento, si el elemento se encuentra coartado no puede tener libre retracción, por lo tanto las

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tensiones superan la resistencia a tracción del hormigón apareciendo fisuras que la seccionan.

*Hay que diferéncialas de las fisuras por desecación superficial. Las cuales no atraviesan el elemento.

Diagnóstico:

• Secado prematuro del hormigón por curado inadecuado

• Alta relación agua - cemento

• Elemento con escasa cuantía de acero de retracción

• Elementos muy coartados

• Exceso de cemento o finos

• Exceso de vibrado

Pronóstico:

• Corrosión de armaduras

• Posibles futuras deformaciones

• Acortamiento de la vida útil de la viga y la estructura

Actuaciones correctivas:

• Analizar la actividad de las fisuras y clasificarlas como vivas o muertas

• Determinar el ambiente en que se encuentran el elemento a reparar

• Técnica de inyección

Fisuración por desecación superficial

• Vigas

• Losas

• Columnas

• Paredes-cortina

Diagnóstico:

• Alta relación gua/cemento,

. Exceso de vibración.

Viga Losa

• Exudación

• Evaporación del agua de amasado

• Exagerada absorción del agua por parte de los áridos o por los encofrados

• Surgimento de fisuras en las primeiras horas

Pronóstico:

• Fisuras superficiales y pasivas;

• No ocurrencia de problemas estructurales; • En caso de pisos de industriales, ocurrencia de pérdida de recubrimiento y

consecuente disminución del camino de los agentes agresivos a las armaduras:

o Aumento de la porosidad

o Transporte de agentes agresivos

o Corrosión de las armaduras

o Colapso de la estructura

Actuaciones correctivas: • Eliminar cuidadosamente el hormigón comprometido, limpiando bien la

superficie

• Determinar el ambiente en que se encuentra el elemento a ser reparado

• Efectuar protección térmica conveniente

• Técnicas de

inyección o base

epóxica o sellante

• Reparo superficial generalizado

o mortero polimérico de base cemento o mortero de base epóxica

5.6 ACCION DEL FUEGO

DETERMINACIÓN DE LA RESISTENCIA AL FUEGO DE ESTRUCTURAS DE CONCRETO ARMADO

Por: Wilson Silva, Daniel Torrealva y Luis Zegarra

Departamento de Ingeniería, Pontificia Universidad Católica del Perú

RESUMEN

La resistencia al fuego de los elementos estructurales de una edificación de concreto armado se determinan por:

- Métodos racionales de cálculo basados en estudios e investigaciones de las propiedades del material a altas temperaturas - El comportamiento de la estructura durante el fuego - Principios básicos de ingeniería estructural [1].

Es importante determinar el tiempo que soportarían los elementos estructurales, expuestos a la acción severa de un incendio sin que se afecte la seguridad de la estructura. Se describen las consideraciones generales y los parámetros que deben considerarse en el estudio, un método de cálculo y se estima el potencial de riesgo asociado al incendio. Finalmente, se presenta el caso particular del estudio de la resistencia al fuego que tendría un edificio de concreto armado -de uso comercial en cuyo depósito se albergan materiales inflamables-, expuesto a un eventual incendio. El

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estudio surgió ante la necesidad -del propietario- de contar con una certificación técnica exigida por compañías aseguradoras, con la finalidad de establecer una cobertura o valor de reposición de riesgo de incendio. Las pruebas se realizaron en Mayo de 1996, por personal del Laboratorio de Estructuras Antisísmicas de la Pontificia Universidad Católica del Perú, y del Instituto de Corrosión y Protección-PUCP.

A. INTRODUCCIÓN

El fuego es un agente agresor de las estructuras en general, y en particular de las de concreto armado. El ataque del fuego es un fenómeno muy complejo, ya que actúa sobre un material compuesto de acero y de concreto, los mismos que tienen comportamiento y reacciones muy diferentes ante temperaturas elevadas. La evaluación del problema requiere estudios experimentales y sobre todo cierto grado de especialización, en el que se deben considerar fundamentalmente los siguientes aspectos [2]:

• Alteraciones producidas en las propiedades mecánicas del concreto y del acero

de refuerzo.

• Efecto sobre la adherencia entre el concreto y el acero • Efecto de las deformaciones generadas como consecuencia de las dilataciones

parcial o totalmente restringidas.

• Esfuerzos producidos por gradientes de distribución de temperaturas.

El espesor del recubrimiento de las armaduras es esencial en la resistencia de las estructuras al fuego.

B. ASPECTOS ESTRUCTURALES FUNDAMENTALES

La fig.1[2], muestra la variación del calor especifico del concreto en función de la temperatura. El calor específico presenta una elevación gradual con un pico muy pronunciado debido a la absorción del calor al evaporarse el agua. Desafortunadamente, este aspecto positivo va acompañado de una dilatación y evaporación del agua de los poros aislados, lo que produce un desprendimiento explosivo del recubrimiento. La fig.2[2] muestra la distribución de temperaturas en una viga sometida a fuego por su cara inferior, donde se puede apreciar el incremento mas rápido en las esquinas, afectadas por ambas caras. De ahí el riesgo, comparativamente mas elevado, para las barras de esquina. Con los agregados mas comunes -calizos o silíceos-, el concreto puede verse afectado por el fuego y según las temperaturas alcanzadas sufre una serie de cambios de coloración, que se recogen el la fig.3 [2]. La resistencia y el módulo de elasticidad del concreto disminuyen al aumentar la temperatura, pero van acompañados de importantes aumentos de deformación de rotura (fig.4[2]). Esto permite al concreto absorber los esfuerzos de compresión derivados de las dilataciones restringidas sin gran daño en muchos casos. La resistencia residual del concreto enfriado después de haber sido sometido a una temperatura determinada (fc,res), en función de la resistencia del concreto antes de ser sometido a temperaturas superiores a la ambiente (f'c), se muestra en la fig.5[2].

El fuego afecta al comportamiento de las armaduras de refuerzo, aunque de forma diferente al caso del concreto. La variación del diagrama esfuerzo-deformación del acero de dureza natural, para diversas temperaturas, se muestra en la fig.6[2]. El alargamiento repartido bajo carga permanece prácticamente estable en valores del orden del 2.5%, independientemente de la temperatura.

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Básicamente, la adherencia entre la armadura y el concreto es debida al incremento del momento flector entre dos secciones próximas de un elemento. El incremento de la tracción en la barra (y por tanto el esfuerzo de adherencia) es proporcional al esfuerzo cortante. La alteración de la adherencia entre armaduras y concreto es un aspecto crítico en el caso de incendios; la perturbación de esta característica es mayor después del incendio que durante la máxima temperatura alcanzada. En la fig.7[2], se muestra la relación del esfuerzo de rotura de adherencia (τu,inc) después del incendio y la anterior al mismo (τu), donde puede apreciarse que el deterioro es muy rápido para temperaturas superiores a 300 °C.

La provisión de seguridad al fuego en edificios consiste básicamente en seleccionar o diseñar elementos de suficiente resistencia al fuego. Los requisitos de resistencia al fuego son especificados en algunos códigos de edificación. Esos requerimientos están basados principalmente en valores tradicionales o en duras aproximaciones de severidad (potencial destructivo) esperada del fuego, asumiendo que es proporcional a la cantidad de material combustible presente en el edificio.

C. RESISTENCIA AL FUEGO DE VIGAS Y LOSAS DE CONCRETO

a) Vigas y Losas Simplemente Apoyadas, Sin Restricciones

En los extremos libres de estos elementos puede ocurrir rotación y expansión sin restricción alguna; el refuerzo consiste en barras rectas ubicadas cerca del fondo del elemento. Si la cara inferior de la losa está expuesta al fuego, ésta puede expandirse más que la cara superior, resultando una deflexión de la losa. La resistencia al cambio de temperatura, del concreto y del acero cerca de la cara de la base disminuye conforme la temperatura aumenta. Cuando al aumentar la temperatura, la resistencia del acero (Mnθ) se reduce a menos que la resistencia de diseño (M), puede ocurrir el colapso por flexión. La Fig.8[1] muestra el diagramas de momento flector de vigas o losas simplemente apoyada antes y durante la exposición al fuego.

Mn = As.Fy\d - a 2)……(1) M = ------ …….(2)

Donde: Mn, M: momento resistente nominal de la sección, momento de diseño

As, fy: área del acero de refuerzo, esfuerzo de fluencia del acero, respectivamente

d, l : distancia del centroide del refuerzo a la fibra más comprimida, luz entre ejes

AsFy a : profundidad del rectángulo comprimido de esfuerzos, equivalente a =

0.85 fe J>

w : carga total (muerta + viva).

Se asume que durante el fuego la carga muerta y viva permanecen constantes. Sin embargo, la resistencia de los materiales se reducen hasta que el momento nominal resistente de la sección a elevadas temperaturas sea (0 representa el efecto de las elevadas temperaturas):

Mne =As.Fy0(d-a0/2)………(3)

Nótese que As y d no están afectados, pero fyey ae están reducidos. La falla por flexión ocurre cuando Mnese reduce a M. Puede notarse que la resistencia al fuego depende de la intensidad de la carga, de las características de resistencia a la temperatura del acero y del recubrimiento del mismo.

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La estimación de la resistencia al fuego se muestra en la Fig.9[1] y está afectada por el tipo de refuerzo, tipo de concreto (con agregados calizos, silíceos o ligeros), intensidad del momento y el espesor del recubrimiento entre el centroide del refuerzo y la superficie expuesta al fuego"u".

b) Vigas y Losas Continuas

Las estructuras continuas -de alguna manera estáticamente indeterminadas-experimentan cambios en los esfuerzos cuando están expuestas al fuego. Tales cambios resultan de gradientes de temperatura en los elementos estructurales, o cambios en la resistencia de los materiales a altas temperaturas, o ambas.

La Fig.10[1] muestra una viga continua, cuya cara inferior está expuesta al fuego. El fondo de la viga llega a calentarse más que la parte superior y tiende a expandirse más que el borde superior. Esta diferencia de calentamiento causa que los extremos de la viga tienda a levantarse de sus apoyos incrementándose así la reacción en al apoyo interior. Esta acción genera una redistribución de momentos, i.e. el momento negativo en el apoyo interior aumenta, mientras el momento positivo decrece. Durante la acción del fuego, el refuerzo para momento negativo permanece más frío que el refuerzo para momento positivo, por estar más protegido del fuego. Así, el incremento del momento negativo puede ser redistribuido. Generalmente la redistribución que ocurre es suficiente para producir fluencia del refuerzo para momento negativo. La reducción del momento positivo significa que el refuerzo para momento positivo puede ser calentado a altas temperaturas antes que la falla ocurra. Esto muestra que la resistencia al fuego de una viga continua de concreto armado sea generalmente más significativa que la de una viga similar, simplemente apoyada solicitada con momentos de la misma intensidad. Puede notarse que la cantidad de redistribución que ocurre es suficiente para causar fluencia en el refuerzo para momento negativo. Puesto que al incrementarse la cantidad de refuerzo negativo, puede ser atraído un gran momento negativo, por lo que debe cuidarse el diseño del elemento para asegurarse que la tracción por flexión gobierne el diseño. Para evitar la falla por compresión en la región de momento negativo, la cantidad de refuerzo para momento negativo podría ser lo suficientemente pequeña tal que w, (w = As fy / (b d f'c)) es menor que alrededor de 0.30, iguales reducciones posteriores debido a temperatura en fy, f'c, b, d son tomadas en cuenta. Además las barras de refuerzo para momento negativo deben ser lo suficientemente largas para permitir una completa redistribución de momentos y cambiar la ubicación la ubicación de punto de inflexión. Es recomendable que al menos 20% de refuerzo para momento negativo máximo se extienda a lo largo del paño.

La estimación de la resistencia al fuego puede hacerse usando las Fig.9[1], determinando primero el momento negativo en los apoyos, tomando en cuenta la temperatura del acero para momento negativo y de el concreto en la zona comprimida, cerca a los apoyos. Entonces estimar el máximo momento positivo después de la redistribución. La fig.10[1] ilustra el diagrama de momento para la mitad de una viga o losa continua de tres paños antes y durante la exposición al fuego. Puede esperarse el colapso cuando Mnθ

(+) es reducido i.e. cuando el momento aplicado en el punto x1 del soporte externo Mx1 = Mnθ

(+).

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c) Vigas y Losas Simplemente Apoyadas Restringidas

Si existe restricción a la expansión térmica (fig.11[1]), debe considerarse que es similar al efecto de una fuerza externa de preesfuerzo que incrementa el momento resistente nominal ("reforzamiento ficticio"). La fig.11[1] muestra el diagrama de momento para una viga con restricción axial durante una exposición al fuego. Nótese que a 3 horas, Mnees menor que M y que efectos de la restricción axial permiten que la viga continúe soportando carga.

d) Transmisión de Calor

Adicionalmente a los requerimientos de integridad estructural para losas de espesor delgado, ASTM E-119 limita el aumento de temperatura de la superficie no expuesta (superior) de los pisos o techos a 250 F (139C) durante las pruebas de fuego estándar. El ascenso de temperatura de la cara superior de las losas de concreto depende principalmente del espesor, peso unitario, contenido de humedad y tipo de agregado. Otros factores que afectan el aumento de temperatura son el contenido de aire incluido, contenido de humedad del agregado, tiempo de mezclado, tamaño máximo del agregado, relación agua-cemento, y slump.

D. COLUMNAS DE CONCRETO ARMADO

Las columnas de concreto armado tienen buen funcionamiento durante la exposición al fuego. A columnas cuadradas de 30cm de lado y 3m de largo, muchos códigos en América, le asignan 3 a 4 horas de resistencia al fuego, en base a pruebas de fuego estándar realizados en especímenes de esas características.

E. PROPIEDADES DEL ACERO Y DEL CONCRETO A ALTAS TEMPERATURAS

La influencia de la temperatura en la resistencia del acero se muestra en la Fig.12[1], la resistencia del acero disminuye con el aumento de temperatura al igual que el módulo de elasticidad.

La influencia de la temperatura en la resistencia del concreto se presenta en la Fig.13[1] para diferentes tipos de agregados, la resistencia del concreto disminuye con el aumento de temperatura, al igual que el módulo de elasticidad y de Poisson.

F. EJEMPLO: Determinación de la Resistencia al Fuego de la Estructura del Sótano de un Edificio

a) Alcances del Estudio

- Inspección de la estructura y constatación de las armaduras según los planos existentes.

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- Identificación de las zonas de mayor inflamabilidad en el sótano, para determinar el potencial de riesgo asociado a un posible incendio, y la temperatura máxima alcanzable.

- Determinación (metrado) de cargas actuales sobre el techo. - Determinación experimental de la resistencia del concreto, mediante

testigos

- diamantinos y pruebas con esclerómetro. - Determinación del tipo de agregado utilizado en el concreto de la estructura, mediante pruebas químicas - Estimación del tiempo de resistencia al fuego ,antes de ejecutar la parte

experimental del trabajo, se realizó una inspección del mencionado sótano para determinar las zonas de mayor inflamabilidad, y se eligieron zonas representativas para tal fin.

b) Características de la Estructura

La estructura del sótano del edificio (escenario más desfavorable, elegido para el estudio) es de concreto armado con una losa de techo maciza de 0.30 m de espesor tipo flat-slab sin vigas soportada por columnas de 0.50 x 0.50 m cada 7.90 m en una dirección (ejes de números) y 7.30 m en la otra dirección (ejes de letras). El estudio se efectuó en forma analítica basándose en la información obtenida de los ensayos realizados (Tablas 1 y 2) y la que se encuentra en los planos estructurales.

c) Inspección In-Situ

Para determinar el estado actual de la estructura y la potencialidad de un incendio en el sótano, se inspeccionó el lugar, y se determinó que el estado de conservación de la estructura es bueno, sin mostrar signos de deterioro por corrosión, fisuras u otros efectos. Asimismo se verificó que el 40% del área es utilizada para oficinas mientras que el resto funciona como almacén para prendas de vestir y otros enseres; esta última zona sería la que produce mayor intensidad de fuego en caso de un incendio en el sótano.

d) Ejecución de Ensayos

Es necesario contar con información real sobre la resistencia del concreto, el tipo de agregado que se utilizó en su elaboración, así como los recubrimientos reales que tienen las armaduras, ya que la estructura no posee protección al fuego por tarrajeo u otro recubrimiento. Los resultados aparecen en las tablas 1 y 2.

e) Resistencia al Fuego de una Columna Típica

Se tomó como espécimen de verificación la columna F-4, de la zona de almacén de ropa en dos niveles.

Metrado de Cargas

Area tributaria: 7.90 x 7.30m: 57.7 m2

Peso del techo del sótano: 77,700 kg

Peso de techos del 1er y 2do piso: 77,700 kg y 47,900 kg

Peso total en servicio: 203,300 kg

De acuerdo a la información obtenida de los ensayos y los planos estructurales, la columna tiene: 54

Dimensiones: 0.50 x 0.50m

Refuerzo longitudinal: 13 barras de 1"de diámetro

Refuerzo transversal: espiral de 3/8" @ 0.10 m

Recubrimiento mínimo: 6 cm al estribo

Resistencia a la compresión del concreto: f'c = 403 kg/cm2

Resistencia a la fluencia del acero: fy = 2,800 kg/cm2

Tipo de agregado del concreto: calizo

En estas condiciones, la resistencia última a la compresión está dada por la referencia [3] como:

P máx = 0.8 x 0.75 (0.85 x 2,435 x 403 + 65 x 2,800) = 609, 650 kg. lo que implica un Factor de Seguridad de tres (F.S = 3.0) en la columna.

El efecto del fuego es reducir la resistencia a la compresión en el concreto y el nivel de fluencia en el acero, por lo tanto para una duración de fuego de cuatro (4) horas con una temperatura superficial de 900C, la resistencia de la columna se puede calcular como sigue: En agregados calizos para temperaturas menores a 600C no se presenta reducción de la resistencia, por lo tanto de acuerdo a la referencia [1], solamente 5 cm del contorno de la columna se ven afectados por el fuego. La zona central de 40 x 40 cm, mantiene su capacidad al 95% de la resistencia original.

La temperatura que alcanzan las barras de refuerzo con 6 cm de recubrimiento es de

500C y su punto de fluencia disminuye al 75% del valor original, según la referencia

[1]. La resistencia a la compresión de la columna al cabo de cuatro (4) horas de duración

del fuego es:

f'c0 = 95% (403): 383 Kg/cm2

fy0 = 75% (2,800): 2,100 kg/cm2

P máx 0 = 0.8 x 0.75 x (0.85 x 1535 x 383 + 65 x 2100): 409,000 kg

Carga que es mayor en 100% a la carga actuante de servicio, con lo que su resistencia al fuego sería mayor que las cuatro (4) horas calculadas. Para el colapso de la columna la temperatura debe penetrar dentro del corazón (núcleo) de la columna haciendo que el acero disminuya su resistencia sensiblemente al 20% del valor original (750C) y se reduzca la zona central sana a 30 x 30 cm, lo que se alcanzaría en aproximadamente seis horas y media (6½ horas).

f) Resistencia de la Losa del Techo del Sótano

Se tomó como patrón de análisis el paño adyacente a la columna estudiada previamente.

Dimensiones del paño a ejes de columnas: 7.90 x 7.30 m

Metrado de cargas: Peso propio losa maciza de 0.30 m de espesor: 720 kg/m2

Piso terminado: 100 kg/m2

Sobrecarga de diseño: 500 kg/m2

Carga total en servicio: 1,320 kg/m2

en estas condiciones, los Momentos Flexionantes actuantes (en kg x m / metro de

ancho) son:

Mto. Positivo ejes numéricos: 1,302 kg x m / m

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Mto. Positivo ejes alfabéticos: Mto. Negativo ejes numéricos: Mto. Negativo ejes alfabéticos:

1,867 kg x m / m 2,000 kg x m / m 2,974 kg x m / m

De la información obtenida de los ensayos y de los planos se tiene las siguientes características para la losa:

Espesor: Armadura positiva en el centro del paño: Armadura negativa en la franja central: Recubrimiento a la capa inferior: Resistencia del concreto: Fluencia del acero: Tipo de agregado del concreto: El Momento Flexionante último en las franjas centrales para Momentos positivo y negativo, es:

Mu = 4,300 kg x m / m de ancho

El fuego en la parte inferior de la losa afecta de manera distinta al Momento Resistente negativo y positivo, tal como se describe a continuación: Para el Momento negativo, el fuego reduce la capacidad de compresión en el concreto mientras que el acero de refuerzo, al estar colocado en la parte superior, se encuentra protegido por el espesor de la losa. Para tres (3) horas de duración de fuego, los 4cm de recubrimiento cercanos a la superficie inferior pierden su capacidad de resistencia a la compresión, con lo que el momento resistente se reduce a:

Mnθ = 3,700 kg x m / m de ancho

Pese a esta reducción, la sección todavía es capaz de resistir los Momentos de servicio y por lo tanto no será necesario considerar una redistribución de los momentos negativos. Para el Momento positivo, lo que se afecta es el refuerzo inferior, al estar colocado cerca a la superficie donde actúa el fuego. Para una duración de fuego de tres (3) horas y en base a los recubrimientos actuales, el acero de refuerzo alcanza una temperatura de 600C, con lo que su resistencia a la tracción en el punto de fluencia disminuye al 50%.

Luego, el Momento Resistente después de tres (3) horas de fuego, es de 2,150 kg x m / m, valor que es todavía mayor que el Momento Actuante de servicio.

El Momento Resistente es aún mayor que el calculado, ya que al ser una losa de muchos paños no es libre de dilatarse. Esta condición hace que se desarrollen en la losa fuerzas coplanares de compresión que incrementan la capacidad de resistir Momentos positivos y por lo tanto su resistencia al fuego es mayor que la calculada. Para que la losa del techo falle por flexión, el Momento positivo debe disminuir hasta ser menor que el Momento actuante (1,867 kg x m), para lo que la resistencia a la fluencia del acero debe disminuir a 890 kg/cm² (32% del valor inicial). Esta condición se alcanza para una temperatura de 700C a las cinco (5) horas de fuego aproximadamente, y en los paños de la losa que están más cerca de la junta de construcción y por lo tanto no poseen resistencia a la dilatación.

g) Resultados de pruebas realizadas

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0.30 m

φ _" @ 0.25 m en dos direcciones

φ _" @ 0.25 m

3.5 cm

f'c = 403 kg/cm2

fy = 2,800 kg/cm2

calizo

Tabla 1- Resistencia a la Compresión del Concreto y Espesor del Recubrimiento del Acero

ELEM. ESTRUCTURAL fc (kg/cm²) Espesor del recubrimiento (cm)

Losa de techo del sótano 460 3.25

Columnas del sótano 422 5.0 y 6.2 cm: (en cara horizontal) 4.8 y 6.0 cm: (en cara vertical)

Tabla 2 - Análisis Químico en muestras de agregados (ICP- PUCP / PROF-054-96)

ANÁLISIS DE MUESTRAS SOLIDAS (AGREGADOS)

DESCRIPCIÓN Y UNIDADES DE MEDIDA

CÓDIGO DE LA MUESTRA

Viga EJE 1 (entre ejes 2 y 3) Columna I-3

Calcio (%) 0.376 0.401

Magnesio (%) <0.001 <0.001

Silicio (%) 0.006 0.005

Notas: 1 Análisis Químico mediante Espectroscopía de Absorción Atómica (SM-3500). 2 Tratamiento de las muestras: según ASTM D1411 (solubles en agua). 3 Sólo los silicatos de metales alcalinos son solubles en agua.

h) Conclusiones

La losa del techo del sótano del edificio en estudio, posee una resistencia mínima al fuego de tres horas y media (3½ horas), en condiciones de servicio. Las columnas poseen una resistencia mínima al fuego de cuatro horas y media (4½ horas), en condiciones de servicio. Se considera que la temperatura ambiental llegará a un valor entre 1,090C para cuatro (4) horas y 1,260C para ocho (8) horas, según los estándares de ensayo dados en la referencia [4]. El colapso de la losa se alcanzaría en un tiempo de cinco (5) horas y el de las columnas en seis horas y media (6½ horas), con lo que el punto crítico es la losa del techo.

G. FIGURAS

Calar Especifico

(J/kg/K) Fig.l[2]

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57

58

59

60

Banco de la Nación

Referencias:

[1] ACI 216R-89: Guide for Determining the Fire Endurance of Concrete Elements. ACI Manual Concrete Practice. Use of Concrete in Building-Design, Specifications, and

Related Topics. [2] Patología de las Estructuras de Hormigón Armado y Pretensado. Autor: J. Calavera. [3] Norma de Diseño de Concreto Armado E-060. [4] ASTM E-119: Standard Test Methods for Fire Tests of Building Construction and

Materials.] [5] Resistencia al Fuego y Fiabilidad de las Estructuras. W. Schaeidt y R. Escola. [6] Patología de las Construcciones de Hormigón Armado. J. Blevot.

6. DETERMINACION DE LA CALIDAD DEL MATERIAL

6.1 ENSAYOS DESTRUCTIVOS

A. CONSIDERACIONES PREVIAS RESPECTO AL ENSAYO DE PROBETAS TESTIGO

El ensayo a compresión de probetas testigo de concreto endurecido, es el método que probablemente proporciona, con mayores niveles de precisión, el valor de la resistencia a compresión del concreto colocado en el elemento estructural o zona más amplia de la estructura objeto de estudio.

Lo comentado en el párrafo anterior es comúnmente aceptado por la inmensa mayoría de los expertos en Ensayos de Información del concreto endurecido, ya que se trata de una medida directa (no indirecta, como ocurre con otras técnicas de ensayo semidestructivas o no destructivas) del valor de la resistencia a compresión del concreto que se está investigando, en la zona del elemento estructural afectada por el ensayo. No obstante, han de considerarse unos requisitos esenciales que van más allá del propio ensayo aislado de una probeta testigo de concreto endurecido, como son:

61

a) Planificación previa de la campaña de ensayos en lo relativo a la necesaria división en lotes de control de la zona de la estructura bajo investigación (conceptualmente similar al tratamiento que se da al control de recepción del concreto fresco mediante probetas moldeadas normalizadas), y al número de probetas testigo a obtener en cada lote, aspecto que condiciona el nivel de precisión con que se estima la resistencia del concreto en la estructura mediante esta técnica de ensayo.

En este sentido, puede resultar muy interesante incluir en esa planificación la realización previa a la extracción de testigos de un ―barrido‖ mediante técnicas esclerométricas o ultrasónicas - dependiendo del tipo de elemento estructural y de la edad del concreto al realizar la investigación — de la zona de la estructura que se pretende investigar, con objeto de poder seleccionar los puntos de extracción.

b) Definición de los objetivos perseguidos en la investigación, consensuados entre los diversos agentes implicados. Con respecto a la estimación in situ de la resistencia del concreto mediante probetas testigo, se han de manejar dos aspectos diferentes dependiendo del objetivo perseguido, a saber:

• La investigación se plantea con objeto de comprobar in-situ la correspondencia entre el concreto suministrado y el especificado (Comprobar in-situ la calidad del suministro, normalmente especificado en términos del ensayo a compresión en probeta moldeada normalizada).

• La investigación se plantea para estimar el valor resistente del concreto colocado en la estructura, con objeto de introducir ése valor en las comprobaciones de seguridad estructural.

Es claro que el tipo de elemento estructural, la posición de los testigos en las piezas y el número de probetas testigo a extraer, van a ser variables que están relacionadas con el objetivo perseguido y en gran medida afectan al nivel de precisión con que la resistencia estimada representa verdaderamente al concreto colocado en la estructura.

c) Procedimiento para el análisis e interpretación de los resultados obtenidos en el ensayo a compresión de las probetas testigo. Este es, probablemente, uno de los problemas más importantes a resolver cuando se pretende estimar in situ la resistencia a compresión del hormigón a través de cualquier técnica de ensayo y, particularmente, en el caso de las probetas testigo. Está estrechamente relacionado con el estudio de la uniformidad del hormigón en la zona de la estructura objeto del estudio en cuestión, así como con las inevitables variaciones de resistencia a compresión que ocurren dentro y entre los elementos estructurales, y aunque se realiza, como es obvio, cuando ya se dispone de los resultados del ensayo, está claramente vinculado con la planificación de la investigación y con el programa de objetivos perseguido.

B. PROBETAS TESTIGO DE CONCRETO ENDURECIDO

La probeta testigo, a diferencia de las moldeadas, recoge las diferentes condiciones en que se ha colocado y compactado el concreto en la estructura. También recoge la influencia de las diferentes condiciones de curado del hormigón de la estructura respecto a las presentes en probetas moldeadas estándar y, aunque en menor grado, las de las probetas moldeadas curadas en obra, debido, en éste último caso, a las diferentes masas y relación superficie expuesta al volumen del hormigón en la estructura y en la probeta. Puede afirmarse por tanto, que el valor obtenido para la resistencia a compresión del hormigón en probeta testigo, será, por lo general, un fiel indicador del nivel de

62

resistencia del elemento estructural investigado, especialmente si los testigos se ensayan con un nivel de humedad similar al que tiene el hormigón de la estructura. Algunos expertos sostienen, sin embargo, que no puede descartarse la existencia de algunas diferencias entre el hormigón de la probeta testigo y de la estructura, como consecuencia del ―nivel de daño‖ que pudiera haber sufrido la probeta testigo de hormigón endurecido durante las operaciones de extracción y posterior tallado en el laboratorio.

B.1 SITUACION DE LA NORMATIVA PERUANA NTE 0.60

INVESTIGACIÓN DE LOS RESULTADOS DUDOSOS

→ Si cualquier ensayo de resistencia en compresión de probetas curadas en el laboratorio está por debajo de la resistencia de diseño en más de 35 kg/cm2 o si los resultados de los ensayos de las probetas curadas bajo condiciones de obra indican deficiencias en la protección o el curado, el Inspector dispondrá medidas que garanticen que la capacidad de carga de la estructura no está comprometida.

→ Si se confirma que el concreto tiene una resistencia en compresión menor que la especificada y los cálculos indican que la capacidad de carga de la estructura puede estar comprometida, deberán realizarse ensayos en testigos extraídos del área cuestionada. En este caso se tomarán tres testigos por cada ensayo de resistencia en compresión que está por debajo de la resistencia de diseño en más de 35 kg/cm2. Los testigos se extraerán de acuerdo a la Norma ITINTEC 339,059.

→ Si el concreto de la estructura va a estar seco en condiciones de servicio, los testigos deberán secarse al aire por siete días antes de ser ensayados en estado seco. Si el concreto de la estructura va a estar húmedo en condiciones de servicio, los testigos deberán estar sumergidos en agua no menos de 40 horas y ensayarse húmedos.

→ El concreto del área representada por los testigos se considerará estructuralmente adecuado si el promedio de los tres testigos es igual a por lo menos el 85% de la resistencia de diseño y ningún testigo es menor del 75% de la misma. El Inspector podrá ordenar nuevas pruebas a fin de comprobar la precisión de las mismas en zonas de resultados dispersos.

→ Si no se cumplen los requisitos de la sección anterior y las condiciones estructurales permanecen en duda, el Inspector dispondrá que se realicen pruebas de carga para la parte cuestionada de la estructura o tomará otra decisión adecuada a las circunstancias, de acuerdo a lo indicado en el Artículo 23.

B.2 ELECCIÓN DE PUNTOS DE MUESTREO Y NÚMERO DE PROBETAS TESTIGO A EXTRAER

Son éstos, aspectos determinantes en el planteamiento de la campaña de ensayos y están muy conectados con los objetivos previstos en la investigación de la calidad del hormigón endurecido. Por otra parte, la elección adecuada facilitará la adopción de criterios en el proceso de interpretación de resultados que permitan acotar en rangos validos los errores relativos cometidos en la estimación in situ del valor resistente del hormigón endurecido. En definitiva, se trata de conseguir que los resultados obtenidos en la investigación reflejen, con el menor margen de incertidumbre posible, la resistencia real del hormigón en litigio u objeto del estudio.

63

Ya se ha comentado anteriormente que en cualquier estudio de la calidad del hormigón endurecido ha de prevalecer el concepto de ―lote en estudio‖ frente al de ―localización de la o las amasadas potencialmente defectuosas en un lote en cuestión‖ a través de la extracción y ensayo a compresión de probetas testigo. Dicho de otro modo, la comprobación fehaciente de la seguridad estructural en un lote o zona definida de la estructura ha de anteponerse siempre a los estudios que pretenden justificar la correspondencia entre el hormigón especificado y el suministrado, seleccionando los puntos de muestreo de entre las zonas de la estructura donde presuntamente están colocadas las amasadas sospechosas en lo que hace referencia a su calidad.

En la bibliografía que puede consultarse a este respecto, se destaca la importancia de comprobar que el Plan de Ensayos y la elección de los puntos de muestreo se organizan para zonas o lotes estructurales en los que se comprueba si existe o no una razonable uniformidad del hormigón. La falta de uniformidad (calidades diferentes del hormigón dentro de un mismo lote) conducirá a la extracción de un mayor número de testigos, con objeto de obtener unos niveles de precisión adecuados al fin que se persigue en la investigación.

Es muy interesante el contenido a este respecto del Informe de Concrete Society ―Concrete Core Testing for Strength‖ reporte técnico # 11-Londres 1976, que presenta la Tabla que se reproduce a continuación, relacionando nítidamente el número de probetas testigo que se extraen de una zona o lote estructural (donde se ha comprobado la uniformidad del hormigón) con los niveles de precisión esperables en la estimación in situ de la resistencia a compresión.

n° de testigos extraídos en un lote y niveles de precisión

Número de testigos Límites del intervalo de confianza del 95% de la estimación de la resistencia en situ (zona considerada uniforme)

1 ±12%

4 ±6%

9 ±4%

16 ±3%

Cabe señalar que la investigación de ―calidades medias‖ del concreto de la estructura, ha de evitar la extracción de probetas testigo en zonas con posibles defectos de compacidad, como cangrejeras que son frecuentes en el tercio inferior o zonas cercanas al pie de los elementos verticales. En elementos horizontales (vigas y losas) suelen elegirse las zonas de menor cantidad de refuerzo para así minimizar el daño ocasionado a los elementos estructurales por la realización del taladro correspondiente. También ha de evitarse las secciones menores a tres veces el diámetro del taladro, ya que de lo contrario quedarían muy debilitados por la extracción.

6.2 ENSAYOS NO DESTRUCTIVOS

Denominación general a una serie de técnicas destinadas a inspeccionar o probar el material de un elemento o sistema estructural, sin alterar o perjudicar su empleo futuro (sin cambiar sus propiedades típicas)

CLASIFICACIÓN DE LOS E.N.D.(en función del tipo de energía que emplea)

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Ultrasónicos, Vibraciones, Escleométrico, Deformación, Pequeños desplazamientos, Líquidos penetrantes, Resistencia óhmica, Inductivos, Magnéticos, Resonancia Magnética, Observación Visual, Barnices, Ultravioleta, Fotoelasticidad, Radiación Nuclear, Gammagrafía.

Las técnicas actualmente disponibles en nuestro medio, para estructuras de C.A. son:

• Extracción de Núcleos Diamantinos • Uniformidad y Dureza Superficial del Concreto (Esclerometría) • Determinación del Acero de Refuerzo

• Pruebas de Carga • Prueba de Carbonatación en el Concreto • Contenido de Sales y Cloruros en el Concreto • Potencial de Corrosión en la Armadura

A. MÉTODOS BASADOS EN LA DUREZA SUPERFICIAL

Los métodos de ensayo basados en la dureza superficial del hormigón son conocidos y empleados desde la década de 1930. La información acumulada hasta la fecha evidencia que los métodos proporcionan solamente una indicación aproximada de la calidad del hormigón, resultando útiles, sin embargo, para numerosas aplicaciones. Resulta evidente que no puede aplicarse, generalmente, una correlación simple con la resistencia del hormigón, y que se precisa una calibración, efectuada bajo un conjunto específico de circunstancias, para obtener aproximaciones aceptables. En cualquier caso, debe considerarse que la información obtenida mediante ensayos de dureza superficial es, generalmente, insuficiente para estimar la resistencia de cualquier hormigón.

El elemento básico del medidor de rechazo o ‗ESCLEROMETRO‖ es una masa conocida, activada con una energía determinada, que choca contra el hormigón sobre una superficie de contacto dada. La cantidad de energía recuperada en el rebote de la masa es una medida de la dureza de la superficie ensayada.

B. ESCLEROMETRÍA (Ernest Schmidt, 1948)

―Esclerómetro‖: mide dureza superficial del concreto, bajo ciertas limitaciones. Tipo N, NR (martillo de masa conocida impacta contra la superficie de concreto; se lee el número de rebote o índice esclerométrico) Es muy sensible a variaciones locales en la superficie de concreto.

Metodología (Esclerometría) Selección del Área de Ensayo: superficie seca, plana, lisa y uniforme. Evitar zonas ásperas, porosas o con cangrejeras. Lectura del Rebote: para tener un buen valor promedio del índice esclerométrico es recomendable tomar 15 lecturas de rebote, a espaciamientos de 1 pulgada

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Banco de Calibración (Yunque)

C. FACTORES QUE AFECTAN A LOS RESULTADOS DE ENSAYO

Como queda expuesto en el epígrafe anterior, el esclerómetro Schmidt mide, básicamente, la dureza superficial del hormigón endurecido, determinando que parte de la energía elástica trasmitida al hormigón endurecido es recuperada en el aparato mediante la indicación del índice de rebote correspondiente. Los diversos aspectos que influyen sobre los valores del índice de rebote pueden ser clasificados considerando tres factores claramente diferenciados.

a) Factores asociados al tipo, composición y dosificación de los materiales constituyentes del hormigón:

- Tipo y dosificación de cemento - Tipo y dosificación del árido grueso

b) Factores asociados a las características de los elementos investigados:

- Masa efectiva del hormigón investigado. - Grado de compactación del hormigón. - Textura superficial. - Tamaño y forma del elemento ensayado. - Condiciones relativas al grado de humedad interna y superficial del hormigón. - Edad y condiciones de curado y endurecimiento del hormigón. - Carbonatación superficial. - Estado tensional del elemento ensayado y temperatura del hormigón y del esclerómetro.

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Resistencia a la Compresión: ábacos del fabricante (no confiables) [ASTM C805, BS 1881 (202), NTP 339.181]

Determinación de la Uniformidad Superficial del Concreto

c) Factores asociados al tipo de aparato y al procedimiento de ensayo:

- Tipo de tarado del aparato y periodicidad del mismo. - Número de lecturas individuales tomadas en cada punto o zona investigada. - Distancia entre puntos de medida y a zonas con armadura o discontinuidades. - Posición del aparato en el ensayo, respecto a la horizontal de referencia. - Posición de la zona ensayada en el elemento estructural.

Debido a que los factores mencionados pueden afectar las lecturas del índice de rebote obtenido, resulta obvio que cualquier estudio realizado para comparar o estimar la resistencia de un hormigón, sólo será válido si se mantienen razonablemente uniformes dichos factores.

D. ESTIMACIÓN DE LA RESISTENCIA A COMPRESIÓN MEDIANTE LA APLICACIÓN DE LA TÉCNICA DE LA VELOCIDAD DEL IMPULSO ULTRASÓNICO

D.1 FUNDAMENTO DEL MÉTODO

El método de la velocidad de propagación de los ultrasonidos en el hormigón, consiste, básicamente, en la medición del tiempo que emplea un impulso de este tipo en recorrer la distancia comprendida entre un transductor emisor y un transductor receptor, acoplados al hormigón que se está ensayando. Las características del material, se determinan teniendo en cuenta dos variables esenciales:

a) El tiempo de recorrido. b) La potencia del impulso recibido, considerando la pérdida de potencia con respecto a la del impulso emitido.

En la aplicación de esta técnica para la auscultación del hormigón, un impulso de vibraciones ultrasónicas longitudinales es producido por un transductor electro-acústico, que ha sido puesto en contacto con la superficie del hormigón que se ensaya. Después de recorrer a través de la masa del hormigón una distancia conocida, “L”, el impulso es convertido en una señal eléctrica por medio de un segundo transductor, que también está en contacto con la superficie del hormigón ensayado. Por medio de un circuito electrónico, se determina el tiempo de tránsito ―t‖, que ha necesitado el impulso para recorrer la distancia “L”. La velocidad de los ultrasonidos, viene entonces ciada por:

V=L/t [4.1]

Es preferible la utilización de pulsaciones ultrasónicas (de mayor frecuencia), frente a las sónicas (de menor frecuencia), por dos razones:

- Proporcionan un flanco delantero del impulso nítido y bien definido. - Generan la máxima energía en la dirección de propagación.

En el caso que nos ocupa, las frecuencias utilizadas comienzan en las proximidades de la zona audible y se extienden hasta una frecuencia de 250 kHz, siendo la de 50 kHz la más apropiada para la comprobación del hormigón. Esto es debido, como ya se ha mencionado, a que para poder realizar una medición exacta del tiempo de recorrido se necesita un flanco de impulso lo más vertical posible, es decir, frecuencias elevadas. Como por otra parte, únicamente se consiguen grandes penetraciones en materiales heterogéneos —como es el hormigón- con frecuencias bajas (poca amortiguación de la señal), ha de buscarse un compromiso, que nos lleva a utilizar

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frecuencias de alrededor de 50 kHz. Los primeros trabajos sobre la medida de la velocidad de impulsos generados mecánicamente a través del hormigón, se realizaron en los Estados Unidos de América hacia mediados de los años 1940. Se observó que la velocidad del impulso dependía primordialmente de las características elásticas del material ensayado y que era prácticamente independiente de la geometría (dimensiones) de la pieza ensayada. Por las mismas fechas, hacia 1945, el método fue experimentado y desarrollado por Leslie y Cheesman en Canadá y por fones en Inglaterra. Posteriormente, han sido desarrolladas otras formas de ensayo, hasta la aparición de los modernos equipos ultrasónicos, digitales y portátiles, como el Pundit (Portable Ultrasonic Non Destructive Digital Indicating Tester), desarrollado a principios de la década de 1970 por Elvery y Vale, utilizando impulsos en un rango de frecuencias comprendido entre 50 y 150 kHz por segundo, generados y almacenados por circuitos electrónicos. Algunos de estos aparatos llevan incorporados un osciloscopio de rayos catódicos para la medición del tiempo de recorrido entre los dos transductores y ampliación, máxima o prefijada, de la señal recibida en el transductor receptor. En el Pundit, al medirse electrónicamente el tiempo de recorrido, puede ser acoplado al aparato para ampliar la señal, cuando la atenuación del impulso ultrasónico resulte en un frente del impulso poco nítido o definido, al recorrer grandes distancias en la masa de hormigón o por encontrar defectos importantes en su interior. El Pundit, prudentemente utilizado por un operador con experiencia, puede ofrecer una información considerable acerca del interior de la masa de hormigón que se ensaya. Sin embargo, y dado que el rango de velocidades de tránsito que se obtienen es relativamente pequeño, respecto al de las resistencias del hormigón ensayado, deben cuidarse especialmente las operaciones de medición de la distancia entre transductores y las relativas a la preparación de la zona de ensayo y del aparato. Por otra parte, como son las propiedades elásticas del hormigón las que afectan a la velocidad del impulso ultrasónico, es necesario considerar en detalle las relaciones entre el módulo de elasticidad dinámico y la resistencia a compresión, cuando se interpretan los resultados de este ensayo. Son tres los tipos de ondas generados por un impulso ultrasónico aplicado a un sólido, como es el caso del hormigón:

- Ondas longitudinales - Ondas transversales - Ondas de superficie o de Rayleigh

En las ondas longitudinales, las oscilaciones ocurren en la dirección de propagación y reciben también los nombres de ondas de presión o compresión y de densidad, siendo ésta la verdadera onda de carácter audible, ya que transmite las oscilaciones de una fuente acústica a través del aire hasta nuestro oído. Este mismo tipo de onda transmite el sonido a través de los cuerpos líquidos o sólidos. En los cuerpos sólidos también se produce y transmite la onda transversal. En ella, las partículas no oscilan según la dirección de propagación sino transversalmente a ella, por lo que también se denominan ondas de cizalladura. La onda de superficie, o de Rayleigh, se propaga solamente en la periferia plana o curva de un sólido ―semiinfinito‖, siguiendo las irregularidades de la superficie o contorno del mismo. La más rápida de todas estas ondas es la longitudinal o de compresión. Para un medio infinito, homogéneo, isótropo y elástico, la velocidad de la onda longitudinal viene dada por la expresión:

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Por tanto, la estimación de la resistencia a compresión de un hormigón utilizando la técnica de la velocidad de los ultrasonidos, está basada en la relación existente entre la velocidad del impulso longitudinal y el módulo de elasticidad dinámico del hormigón, que a su vez está relacionado, como sabemos, con su resistencia a compresión.

Como el equipo de ultrasonidos solamente aprovecha el flanco delantero del impulso ultrasónico que llega al transductor receptor, se mide la envolvente del tren de ondas (velocidad de propagación de grupo). Una descripción más detallada del movimiento ondulatorio que se produce, de la ecuación de propagación y de las diversas partes de que se compone un impulso ultrasónico tras su paso por un medio dispersivo, puede encontrarse en el trabajo de A. Garay Guerrero (52), así como en textos especializados.

Al pretender aplicar la teoría de la relación existente entre la velocidad de una onda ultrasónica longitudinal y las características elásticas del medio que atraviesa, a un material heterogéneo como es el hormigón, se ha de considerar que en este material existen dos constituyentes claramente diferenciados, la matriz de la pasta de cemento y los áridos, que tienen propiedades elásticas y características tensionales diferentes. Así pues, tanto los componentes del hormigón, como sus dosificaciones relativas en la mezcla, junto a otros factores relacionados con el elemento estructural que se ensaya y con las características del aparato que se utiliza, hacen que, en un mismo hormigón, puedan obtenerse velocidades de tránsito en ocasiones bien distintas.

Si a todo esto se añade que diferencias relativamente pequeñas en el valor medido de la velocidad del impulso, pueden conllevar diferencias sustanciales en el valor de la resistencia a compresión del hormigón, se entiende fácilmente la recomendación que hacen la práctica totalidad de los investigadores de esta técnica, respecto a que este método sea utilizado por personal experto y cualificado y que sean obtenidos tarados específicos para cada hormigón que se investiga.

Los equipos de ensayo del hormigón mediante el método de ultrasonidos más populares son el y-METER, producido en Estados Unidos, el PUNDIT fabricado en el Reino Unido y el STEINKAMP fabricado en Alemania. Sus características son similares: tienen unas dimensiones aproximadas de 20x12x18 cm, pesan alrededor de 3 kg y presentan digitalmente el tiempo de recorrido del impulso en una pantalla de cristal líquido. Ambos equipos incluyen una batería recargable de níquel-cadmio que permite la utilización del aparato durante 5 horas ininterrumpidas, sin necesidad de estar conectado a la red.

Respecto al posicionado de los transductores en el elemento de hormigón que se ensaya, se distinguen los tres casos siguientes:

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a) Caras opuestas o enfrentadas (transmisión directa) b) Caras adyacentes (transmisión semidirecta) c) En un mismo plano superficial (transmisión superficial)

La figura 4.1 representa las diversas posiciones citadas. De ellas, la transmisión directa es la que transmite el impulso ultrasónico a través del hormigón con una mayor energía —para una determinada frecuencia- y por ello es la más precisa en la medición del tiempo de tránsito. En este tipo de transmisión, la longitud de recorrido está bien definida y puede ser medida con la precisión requerida. Es por ello el tipo de transmisión que, en opinión de los investigadores de esta técnica, debe de utilizarse cuando se pretenda estimar la resistencia a compresión del hormigón.

La transmisión semidirecta puede ser utilizada de forma satisfactoria, sólo cuando el ángulo delimitado por la posición de los transductores no es muy grande y la distancia entre ambos es pequeña. La sensibilidad que proporciona este tipo de transmisión es bastante menor que la lograda con la transmisión directa, y si no se cumplen los requerimientos citados en el párrafo anterior, no se recibirá una señal clara y nítida en el transmisor receptor, debido a la gran atenuación que sufre el impulso. Asimismo, la longitud de la trayectoria está mucho menos definida en este caso, aunque puede tomarse de forma aproximada como la distancia rectilínea entre centros de transductores. La medida indirecta de la pulsación de ultrasonidos es la menos satisfactoria de las tres citadas. La amplitud de la señal que se recibe puede ser menor dEL 3% de la que se recibe en la transmisión directa. Ello es así, porque la señal que se recibe está influenciada por las desviaciones del tren de ondas del impulso.

Los principales campos de aplicación del método de los ultrasonidos son los siguientes:

a) Estudio de la uniformidad del hormigón en los distintos elementos estructurales que se ensayan, delimitando zonas con calidades diferentes. b) Estimación de los cambios cualitativos en las propiedades del hormigón, a lo largo del tiempo. c) Determinación del módulo de elasticidad dinámico y del coeficiente de Poisson del hormigón. d) Detección de defectos, tales como cangrejeras, fisuras, grietas, etc. e) Estimación de la resistencia de concreto

70

Respecto a esta última aplicación, nuestra norma UNE 83308:1986 (54), indica que se trata de una estimación orientativa, obteniéndose el valor de la resistencia si es posible establecer para cada hormigón ensayado una correlación fiable, bien extrayendo una serie de probetas testigo, o bien utilizando probetas moldeadas curadas en condiciones similares a las de la obra. Se añade en la norma que, en general, no es recomendable la predicción de la resistencia a compresión, partiendo únicamente de la velocidad de propagación de los ultrasonidos. Los procedimientos investigados para deducir el módulo de elasticidad dinámico en función de la velocidad ultrasónica, dada la relación existente entre aquel parámetro y la resistencia a compresión del hormigón pueden consultarse en la norma británica BS 1881 y RILEM Recommendation NDT (55).

En las fotografías 4.1 y 4.2 se pueden ver un aparato de ultrasonidos y una aplicación del mismo.

D.2 FACTORES QUE AFECTAN AL ENSAYO.

La filosofía que gobierna el ensayo del hormigón endurecido mediante ultrasonidos, está basada en la medición de la velocidad de propagación de un impulso ultrasónico a través de dicho material. Este parámetro está relacionado con las propiedades elásticas del hormigón que se ensaya, que están conectadas a su vez con sus parámetros resistentes y de densidad. Por lo general, es la velocidad de un impulso de ondas longitudinales la que se mide, por ser este tipo de ondas las que van asociadas a una mayor energía de impulso y, por tanto, las que proporcionan un frente de ondas bien definido que puede ser detectado con suficiente nitidez en el transmisor receptor. Los diversos factores que influencian los resultados que se obtienen con el ensayo de ultrasonidos en el hormigón van asociados por tanto a:

a) Tipo y composición del hormigón

- Tipo de hormigón (normal o ligero) - Tipo y dosificación de cemento - Tipo, dosificación y tamaño máximo del árido - Relación agua/cemento (A/C)

b) Factores relacionados con el tipo de pieza que se investiga

-Tipo y dimensiones del elemento estructural o pieza que se ensaya. Posición de la zona ensayada en la pieza. -Temperatura del hormigón. -Edad del hormigón.

71

-Contenido de humedad del hormigón. -Condiciones de curado del hormigón. -Presencia de armaduras. -Rugosidad de la superficie del elemento o pieza que se ensaya. -Nivel de esfuerzo en la zona o elemento estructural ensayado.

En lo que sigue, analizaremos someramente los aspectos más destacados relacionados con dichas variables.

6.3 PRUEBAS DE CARGA. PLANTEAMIENTO, REALIZACIÓN E INTERPRETACIÓN

A. INTRODUCCIÓN

En los ensayos de prueba de carga de estructuras sometemos a las mismas a una situación de cargas, en general no superior a la de servicio, con objeto de verificar su comportamiento. Con la excepción de los puentes, no es posible en la práctica someter a prueba estructuras completas o partes importantes de las mismas. Los casos más habituales se presentan en los forjados de edificación, los cuales representan en general una parte muy significativa del coste total de la estructura, y por ello puede estar justificado realizar ensayos especiales sobre ellos. Fundamentalmente el campo de las pruebas de carga se subdivide en dos grandes áreas, las pruebas de carga en elementos estructurales de edificios y las pruebas de carga de puentes, dado que la normativa y la propia metodología de ensayo es claramente distinta.

B. PRUEBAS DE CARGA EN EDIFICIOS

Dentro de las pruebas de carga en edificios podemos a su vez clasificar los ensayos dentro de dos grandes subgrupos:

-Pruebas de carga estáticas, en las cuales las cargas se aplican y retiran de forma suficientemente lenta, no produciéndose la excitación de la estructura. En la instrumentación no se contempla, por no ser de aplicación, el registrar los parámetros dinámicos de la misma.

-Pruebas de carga dinámicas, en las cuales el objeto fundamental es excitar dinámicamente la estructura, planteándose la instrumentación para registrar el comportamiento dinámico de la misma.

C. PRUEBAS DE CARGA ESTÁTICAS

Las pruebas de carga estáticas en elementos estructurales de edificios son las ejecutadas en mayor número, y en nuestro medio las mas utilizadas son las pruebas de carga de vigas, losas y otros elementos en flexión.

Pruebas de carga de vigas y elementos en flexión

Los objetivos buscados al efectuar ensayos de prueba de carga sobre vigas y otros elementos en flexión pueden ser muy variables y de difícil clasificación; los más normales que suelen perseguirse son:

72

- Verificación del comportamiento en servicio: comprobar la flecha real instantánea, y con una estimación de la flecha diferida, establecer de forma más ajustada la relación flecha-luz, parámetro fijado por la normativa para evitar daños en elementos no estructurales sujetos al forjado.

- Evaluación de la seguridad en estructuras de las que no se poseen datos.

- Evaluación de la seguridad de estructuras que hayan presentado algún defecto: recubrimiento excesivo de la armadura de negativos, baja resistencia a compresión de las probetas de control, etc.

D. DESCRIPCIÓN DE LA NORMATIVA

A continuación pasaremos a analizar los aspectos esenciales de varias normas, elegidas como las más representativas entre aquellas que los distintos países establecen para la realización de pruebas de carga en estructuras sometidas fundamentalmente a esfuerzos de flexión, con la excepción de los puentes:

→ Norma técnica de edificaciones NTE-060

I) PRUEBAS DE CARGA

GENERALIDADES

f) Si la evaluación de la resistencia se hace por medio de pruebas de carga, estas deberán ser realizadas por un ingeniero civil calificado.

g) Antes de efectuar las pruebas de carga, se deberán identificar los componentes críticos por medio del análisis, Deberá investigarse especialmente la resistencia al corte de los elementos estructurales cuestionados.

h) La prueba de carga deberá hacerse cuando la parte de la estructura que se va a someter a prueba tenga como mínimo 56 días de edad. Sin embargo, si el Inspector, el Proyectista y el Constructor están de acuerdo, se podrá hacer el ensayo a una edad menor,

i) Cuando se vaya a probar bajo carga únicamente una parte de la estructura, ésta deberá cargarse de manera que se pueda probar adecuadamente la zona que se sospeche sea débil,

j) Cuarenta y ocho horas antes de aplicar la carga de prueba, se deberá aplicar una carga que simule el efecto de aquella porción de las cargas muertas que aún no están actuando, debiendo permanecer aplicadas hasta que la prueba haya concluido.

PRUEBAS DE CARGA DE ELEMENTOS EN FLEXIÓN

l) Cuando se sometan a pruebas de carga los elementos a flexión de una construcción, incluyendo vigas y losas, se aplicarán las disposiciones adicionales de esta sección.

m) Inmediatamente antes de aplicar la carga de prueba se tomarán lecturas iniciales.

n) La parte de la estructura seleccionada para aplicar la carga deberá recibir una carga total, que incluya las cargas muertas que ya están actuando, equivalente a 0,8(1,5CM + 1,8 CV). La determinación de la carga viva (CV) deberá incluir la reducción permitida por la Norma E. 020 Cargas.

73

o) La carga de prueba deberá aplicarse gradualmente, con un mínimo de cuatro incrementos aproximadamente iguales, sin ocasionar impacto a la estructura y de manera tal que no se produzca el efecto de arco en los materiales.

p) Después de transcurrir 24 horas de la aplicación de la carga de prueba, se tomarán lecturas de la de- flexión inicial.

q) La carga de prueba deberá retirarse inmediatamente después de tomadas las lecturas de la de- flexión inicial. Las lecturas de la deflexión final se tomarán 24 horas después de haberse retirado la carga de prueba.

r) Si la parte de la estructura sometida a la carga de prueba presenta evidencia visible de falla (fisuración, desprendimiento del recubrimiento o deflexiones de tal magnitud que sean incompatibles con los requerimientos de seguridad de la estructura), se considerará que la estructura no ha pasado satisfactoriamente la prueba, no debiendo autorizarse nuevas pruebas en la parte de la estructura previamente ensayada.

s) Si la parte de la estructura sometida a prueba de carga no presenta evidencia visible de falla, se considerará como una indicación de un comportamiento satisfactorio cualquiera de los dos criterios siguientes:

—► Si la deflexión máxima medida de una viga, piso o techo es menor de:

L2/(20000h) donde h es el peralte del elemento y L la distancia a ejes de los

apoyos o la luz libre entre apoyos más el peralte del elemento, la que sea

menor Para losas armadas en dos direcciones, L será la luz mas corta.

—► Si se excede la condición anterior, deberá cumplirse que la recuperación de la deflexión dentro de las 24 horas siguientes al retiro de la carga de prueba es por lo menos el 75% de la deflexión máxima para concretos no presforzados y de 80% para concretos presforzados.

t) En el ensayo de voladizos, el valor de L se considerará igual a dos veces la distancia desde el apoyo al extremo del voladizo y la deflexión deberá ajustarse en el caso de que el apoyo experimente movimientos de cualquier tipo.

u) Las construcciones de concreto armado que no recuperen el 75°/a de la deflexión máxima, podrán volverse a probar no antes de 72 horas de retirada la primera carga de prueba. La parte de la estructura ensayada se considerará satisfactoria cuando la parte probada de la estructura no muestre evidencias visibles de falla al someterla a prueba nuevamente y la recuperación de la de-flexión causada por esta segunda carga de prueba es por lo menos el 80% de la deflexión máxima ocurrida en el segundo ensayo.

v) En los sistemas de concreto presforzado no se deberán repetir las pruebas.

OTROS ELEMENTOS ESTRUCTURALES

Los elementos estructurales no sujetos a flexión deberán preferentemente ser investigados por medio del análisis.

II) ACEPTACIÓN DE MENORES CAPACIDADES DE CARGA

Si la estructura que está siendo investigada no satisface los requisitos o criterios indicados en las secciones anteriores, según corresponda, se podrá aprobar el empleo de cargas totales menores en la estructura basándose en los resultados de la prueba de carga o en el análisis.

III) SEGURIDAD

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Las pruebas de carga deberán efectuarse de manera de garantizar la seguridad de las personas y de la estructura durante las mismas. Las medidas de seguridad no deberán interferir con el procedimiento de ensayo o afectar sus resultados.

→ ACI-318 “Building Code Requirements for Reinforced Concrete”. American Concrete Institute. Detroit, 1989. (69)

CARGA DE ENSAYO Y SECUENCIA DE CARGA

Prescribe un valor máximo de la carga de ensayo igual a 0,85 (1,4 D + 1,7 L), siendo D y L las cargas debidas a carga permanente y sobrecarga respectivamente. No es fácil trasladar a nuestra normativa estos valores ya que los valores de las acciones y sus coeficientes de mayoración son distintos, si bien se puede indicar que equivale a someter a la estructura al 85% de la carga de cálculo (carga de servicio mayorada). La carga se aplicará mediante cuatro (4) escalones, manteniendo la carga máxima durante 24 horas. Como se detallará más adelante el objetivo que se persigue con estas pruebas (al igual que las descritas en el boletín n° 1 del GEHO) es diferente del de los ensayos realizados hasta la carga de servicio.

INSTRUMENTACIÓN

Contempla únicamente la medida de desplazamientos verticales y geometría de fisuras, sin especificar tipos de aparatos a utilizar ni precisión de los mismos.

CRITERIOS DE EVALUACIÓN

El criterio es semejante al establecido en el boletín N° 1 del GEHO Para juzgar la prueba como satisfactoria, la parte de estructura ensayada no presentará síntoma visible de fallo. Además las flechas cumplirán una de las dos condiciones siguientes:

- La flecha máxima será inferior a L2/20.000 h, siendo L la luz y h el canto del elemento ensayado.

- En caso de superar la flecha máxima el valor L2/20.000 h, la flecha residual después de 24 horas de retirada la carga de ensayo será inferior al 25% de la máxima flecha para elementos de hormigón armado y del 20% para elementos de hormigón pretensado.

→ BS-8110 “Structural use of concrete. Part 1: Code of Practice for desing and Construction”. British Standards Institution. London, 1985. (70)

CARGA DE ENSAYO Y SECUENCIA DE CARGA

Establece una carga de ensayo comprendida entre 1 y 1,125 veces la carga de servicio o carga característica. Esta carga se aplicará al menos dos veces, con un intervalo mínimo de separación de una hora entre aplicaciones.

INSTRUMENTACIÓN

Hace referencia solamente a la medida de flechas y geometría de fisuras, no indicando ni aparatos ni precisiones de medida.

CRITERIOS DE EVALUACIÓN

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En el transcurso del ensayo no se producirán fisuras ni daños no previstos en proyecto, cuya amplitud pueda comprometer la seguridad o durabilidad de la estructura.

→ TBS-2 “Recomendation générale pour les essais in situ par mise en charge des structures portantes en béton”. RILEM. París, 1983 (68)

CARGA DE ENSAYO Y SECUENCIA DE CARGA

No fija la carga de ensayo, ya que indica que ésta se debe establecer en función de los objetivos perseguidos. Se describen dos tipos de pruebas con un único ciclo de carga-descarga o con varios ciclos, para determinar la carga de servicio en caso de que sea desconocida. En cada ciclo la carga debe aplicarse, como mínimo, en cuatro escalones, estableciendo un criterio de estabilización de flechas en cada escalón. La carga máxima debe mantenerse durante 16 horas. Se especifica también una tolerancia del 5% respecto de la carga de ensayo.

INSTRUMENTACIÓN

Como antes se ha expuesto, la norma TBS-2 junto con el boletín n° 1 del GEHO es el documento más completo en cuanto a instrumentación. En la Tabla que se reprodujo al describir las especificaciones de dicho boletín se resumen los aparatos de medida utilizables, su rango y apreciación.

CRITERIOS DE EVALUACION

Los criterios de interpretación de los ensayos son función del tipo de prueba realizada. Presenta una interpretación de los ensayos más exhaustiva. A continuación enunciamos un resumen de los criterios:

a ) Ensayos hasta agotamiento:

El fallo de la estructura viene dado por la carga última de ensayo, que es aquella en la que se produce alguna de las siguientes situaciones:

- La estructura o parte de ella se hace inestable, o se rompe. -Se produce algún daño local, o las flechas aumentan al mantener constante la carga o al disminuirla. - La flecha sobrepasa el valor L/50, siendo L la luz de la estructura ensayada. - Las fisuras de flexión o cortante poseen una abertura mayor o igual a 1,5 mm. - La estructura se separa de sus apoyos.

Estructuras de capacidad portante conocida

La prueba se considera satisfactoria si:

- No se produce ningún tipo de fallo.

- Las flechas residuales, no exceden los siguientes valores porcentuales respecto de la flecha total: 20% para hormigón pretensado y 25% para hormigón armado.

Si se incumplen las limitaciones anteriores, pero los valores de las flechas residuales no son inferiores al doble de las estipuladas para éstas, la flecha residual en un segundo ciclo de carga deberá ser inferior a la mitad de la obtenida en el primer ciclo.

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Si ésta última condición tampoco se cumpliese, se podría efectuar un tercer ciclo de carga, en el cual la flecha remanente debería ser inferior a la tercera parte de la obtenida en el segundo ciclo.

- Las flechas reales no superan en mas de un 20% a las teóricas. - Las curvas cargas-flechas son aproximadamente lineales. - El ancho máximo de fisura y las flechas máximas son compatibles con la correcta utilización de la obra.

b) Estructuras de capacidad portante desconocida

Si se desea intentar analizar cual es la carga de servicio de una estructura de la cual se desconocen los datos de cálculo, ésta se caracteriza por la máxima carga en la que se producen todas las condiciones siguientes (esta metodología obliga a realizar sucesivos ciclos de carga):

- La estructura permanece estable, y no aparece ningún síntoma de fallo. - Las deformaciones y flechas han alcanzado los valores prefijados para las condiciones de servicio, y estos valores se alcanzan de forma rápida al aplicar el escalón de carga máxima, sin que evolucionen de forma apreciable con el tiempo.

E. PRUEBAS DE CARGA EN SERVICIO

Para la realización de este tipo de pruebas es imprescindible redactar un plan o programa de ensayo que recoja los aspectos siguientes:

a) Zona o elemento a ensayar

Cuando se trata & forjados de edificación es recomendable cargar dos vanos continuos a fin de materializar las solicitaciones de flexión más desfavorables en apoyo y vano. En el caso de forjados unidireccionales con toda la zona de ensayo cargada se materializa también la carga sobre un vano de la viga central. Si el forjado está constituido exclusivamente por vanos isostáticos puede cargarse un área menor, de manera que se ensaye únicamente uno o dos de los nervios o viguetas centrales sobre los que actúa la solicitación máxima. No es recomendable cargar menos de cinco viguetas, a no ser que se sobrepase localmente la carga repartida de proyecto para poder alcanzar el momento flector de servicio sobre la vigueta central, si no se adopta este criterio hay que justificarlo detalladamente.

Las zonas de ensayo suelen elegirse en función del objeto de la prueba de carga. A falta de otros condicionantes es frecuente ensayar los vanos de máxima luz o la retícula extrema y su adyacente.

b) Carga de Ensayo

La carga de ensayo corresponde a la fracción no dispuesta de la carga característica de servicio. Incluye por tanto la sobrecarga de uso y, generalmente, la tabiquería y el solado, totalizando aproximadamente unos 4.0 kN/m2 en los forjados normales de viviendas, en las que un desglose de cargas podría ser el siguiente:

Peso propio: 2,6kN/m2

Solado: 1,0 kN/m2

Tabiquería: 1,0kN/m2

Sobrecarga de uso: 2,0kN/m2

CARGA TOTAL DE SERVICIO: 6,6 kN/m2

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En forjados de hormigón armado y pretensado dicha solicitación representa una fracción bastante reducida de la de cálculo.

En obras acabadas puede ocurrir la necesidad de realizar el ensayo cuando ya están dispuestos el solado y la tabiquería. En estas ocasiones la representatividad de los datos recogidos por la prueba es menor y obviamente habrá que descabezar aquellas tabiquerías que impidan el libre movimiento de los forjados.

c) Materialización de la Carga

Lo más usual es colocar cargas uniformemente repartidas sobre los forjados. Los elementos más frecuentemente dispuestos son:

I - Depósitos de agua

II - Sacos de cemento

III - Arena IV - Acopios de materiales diversos

En ocasiones, sobre todo cuando las sobrecargas son pequeñas (o bien en construcciones muy fácilmente accesibles) pueden reproducirse las solicitaciones mediante cargas concentradas que se materializarán mediante:

V - Vehículos cargados

VI - Elementos colgados de la estructura VII - Tirantes anclados al terreno VIII - Puntales reaccionando contra las losas superiores

La disposición de sacos de cemento o de material similar (ver fotografía) se realiza tras definir una retícula de elementos de 1 ó 2m2. La disposición de hasta 8 sacos por elemento (hasta 4,0 KN/m2) es bastante laboriosa. Es necesario que los sacos en la retícula queden suficientemente amplios, para evitar que se produzca efecto arco (un saco de cemento mide 40x70x15cm3 aproximadamente). Otras veces se puede considerar el dejar pasillos que además sirven para facilitar las operaciones de acopio.

Los sistemas de carga (V) y (VI): vehículos cargados o elementos colgados requieren la realización de un cálculo previo para la distribución de la carga. Se aplican en casos

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de cargas de ensayo muy grandes (garajes) o muy reducidas (cubiertas). En las Fotografías siguientes puede observarse una prueba de carga de estas características:

d) Programa de Carga

El plan de ensayo debe incluir un programa de colocación de las cargas que tenga

en cuenta las necesidades correspondientes a los resultados que se desean obtener y

a las dificultades de la materialización práctica de las cargas. En general la carga máxima se alcanza aplicando un mínimo de cuatro

escalones de carga que se estabilizan durante unos minutos (de dos a quince, en la

práctica). Las necesidades de orden práctico conllevan plazos muy superiores, por lo que esta limitación no entorpece la marcha de los ensayos. La carga o solicitación máxima debe mantenerse durante un plazo que garantice una

estabilización razonable de la fisuración y deformaciones. Normalmente el plazo oscila

entre 8 h y 24 h. En pruebas rutinarias hasta carga de servicio es posible justificar técnicamente una reducción importante de este plazo de estabilización. La descarga se programa en orden inverso, aunque si se han ensayado dos vanos

contiguos existe la posibilidad de modificar el orden de descarga para reproducir una

nueva hipótesis de carga. Esta medida puede provocar flechas remanentes parásitas

que compliquen posteriormente la interpretación de los resultados. Finalmente debe permitirse un plazo de recuperación análogo al de la puesta en carga

(unas 24 horas). Como es obvio si se cumplen las limitaciones de flecha residual puede acortarse el plazo.

e) Instrumentación

La instrumentación recogida en el Plan de Ensayo suele destinarse a la medida de:

- Deflexiones verticales

- Ancho de fisuras, si es que existen - Temperatura y Humedad Relativa

En ocasiones se colocan elementos (bases para medir con extensómetro mecánico o bandas extensométricas) para el control de deformaciones unitarias, que en hormigón armado tiene poco interés dadas las pequeñas tensiones introducidas en situación de servicio.

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Las características de los distintos tipos de instrumentos de medición que se recomiendan son básicamente las siguientes: apreciación de 0.01 mm y precisión de 0.03 mm para las flechas, y apreciación de 0.05 mm para la abertura de fisura. Debe de tratarse en lo posible de evitar el uso de la topografía de precisión, ya que no garantiza la trazabilidad de la medida.

Las fisuras pueden controlarse, además de mediante extensometría, empleando lupas iluminadas con retícula de referencia o microscopios de apreciación superior a 0,05mm.

En las siguientes fotografías pueden observarse estos instrumentos.

f) Ciclos de Carga

Conforme a la normativa, el plan de ensayo fijará la eventual realización de más de un ciclo carga-descarga, en función de los resultados del primer ciclo.

g) Ensayos Complementarios

En ocasiones, puede ser necesario la realización de ensayos complementarios sobre los materiales o determinaciones de tipo geométrico sobre la estructura. En particular, puede ser conveniente determinar la resistencia y el módulo de deformación del hormigón sobre probetas-testigo obtenidas de la estructura objeto de ensayo, cuando el juicio sobre los resultados vaya a tener en cuenta las flechas máximas alcanzadas o haya existido una respuesta inesperada de la estructura.

h) Varios

Siempre se incluirá un anejo de documentación fotográfica que permita observar la instrumentación colocada y al menos la carga colocada en la hipótesis de carga total.

Las condiciones ambientales registradas como antes se ha indicado, pueden complementarse con una descripción subjetiva de las condiciones meteorológicas, soleamiento, etc.

Referencias:

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- Evaluación de la Capacidad Resistente de Estructuras de Hormigón - Ensayos No Destructivos y Pruebas de Carga-INTEMAC (Instituto Técnico de Materiales y Construcciones)

7. ACCIONES SISMICAS

7.1 INTRODUCCION

Muchos edificios han sido construidos, pensando en una ampliación vertical posterior, pero muchas veces estos edificios no tienen la capacidad adecuada para tomar estas cargas verticales y laterales generadas por el aumento de pisos. Las razones para que ocurra lo anteriormente descrito suelen ser las siguientes:

> Los requerimientos de los códigos suelen cambiar con el paso de los años; lo que en el tiempo de construcción de la edificación se consideraba adecuado, quizás ya no sea adecuado para cuando se quiere hacer la extensión vertical.

> El procedimiento para el diseño de la estructura original quizás no sea aceptable para la fecha en que se quiere realizar la construcción de los nuevos pisos.

> La calidad de la construcción actual puede ser mas baja que la planeada, por lo tanto no podría soportar la adición de nuevos pisos.

> Los materiales usados en la construcción puede sufrir deterioro por el paso de los años (como corrosión de los fierros) o la edificación puede sufrir pequeñas alteraciones.

Considerando todas estas situaciones hay que hacer un análisis costo-beneficio para decidir entre dos opciones: refuerzo de la estructura ya existente para que ésta sea capaz de tomar las cargas adicionales de los pisos por construir o abandonar la idea de construir estos pisos adicionales. En muchos casos, el diseño esta proyectado para que resista adecuadamente las cargas de gravedad. Sin embargo muchos edificios no están preparados para soportar las cargas sísmicas de diseño para nuevos pisos y algunos no están preparados ni para soportar las cargas sísmicas de los pisos ya existentes.

7.2 RAZONES PARA UN MAL COMPORTAMIENTO SÍSMICO DE LOS EDIFICIOS

Fuerzas sísmicas mayores a los valores de diseño.

El mapa de zonas sísmicas es modificado periódicamente por la acumulación de nuevos datos. Por ejemplo un lugar considerado poco vulnerable a la acción de un terremoto, mas tarde puede ser considerado de mayor vulnerabilidad ante la acción de terremotos. También se pueden presentar aceleraciones mayores a las especificadas en los códigos.

Errores conceptuales de diseño.

El diseño sísmico tiene avances durante el paso de los años, muchas edificaciones existentes no han sido diseñadas ni construidas con conceptos de ductilidad. Otro ejemplo es el tema del análisis dinámico comparado con el análisis estático. En los años recientes para calcular el periodo natural de la edificación es más conveniente

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realizar un análisis dinámico ya que se cuenta con las herramientas necesarias para ello.

Errores de ejecución.

Por falta de supervisión o por el uso de materiales inadecuados o por la utilización de una mano de obra no calificada.

7.3 CRITERIOS UTILIZADOS PARA LA EVALUACION DEL RIESGO ESTRUCTURAL

El riesgo estructural existente en la edificación se estimara en función a las cargas que pueden afectar la estructura: las cargas verticales y las cargas sísmicas.

Criterio para cargas verticales.

En lo que respecta a las cargas verticales el criterio es relativamente simple, se determinan los esfuerzos de compresión producidos por las cargas actuantes en los elementos estructurales y se comparan con los valores de resistencia a compresión de los muros, los cuales serán definitivamente mayores que los actuantes. En este análisis las incertidumbres se reducen a un mínimo, ya que es posible estimar con bastante exactitud los pesos de los elementos y la sobrecarga existentes.

Criterio para cargas sísmicas.

Debido al carácter probabilístico del problema sísmico, la evaluación del riesgo estructural para estas cargas tiene varios componentes que están en función del peligro sísmico, la vulnerabilidad estructural y el desempeño deseado por lo que pasaremos a definir los términos en los que se basa la evaluación según la Organización Panamericana de la Salud (1993). Dentro de esta evaluación también se tiene en cuenta la norma sísmica vigente NTE.030.

El Peligro Sísmico es la probabilidad que se presente un sismo potencialmente dañino durante cierto período de tiempo en un sitio dado. Representa el peligro latente natural asociado al fenómeno sísmico capaz de producir daños sobre las personas, bienes y el medio ambiente.

La Vulnerabilidad Sísmica es el grado de pérdida de un elemento o grupo de elementos estructurales como resultado de la probable ocurrencia de un evento sísmico. Es una propiedad inherente de una estructura que puede entenderse como la predisposición de sus elementos a sufrir daño ante un determinado sismo. El daño depende de la acción sísmica y de la capacidad sismorresistente de la estructura.

El Riesgo Sísmico es el grado de pérdida, destrucción o daño esperado tras la ocurrencia de un determinado sismo y se puede estimar a partir del grado de exposición de la estructura y su predisposición a ser afectada por el evento sísmico.

La diferencia entre peligro y riesgo sísmico es que el peligro se relaciona a la probabilidad de ocurrencia del evento sísmico, mientras que el riesgo sísmico está relacionado con la probabilidad de que se produzca una pérdida de valor como consecuencia de un sismo.

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El Desempeño Sísmico de una estructura es el comportamiento esperado ante diferentes niveles de sismo. El desempeño se puede cuantificar a partir de los diferentes niveles de daño que pueden ocurrir en la estructura.

Evaluación por desempeño sísmico.

La evaluación basada en el desempeño sísmico sigue las recomendaciones del Comité VISION 2000 de la Asociación de Ingenieros Estructurales de California (1995) (SEAOC por sus siglas en ingles). Estas recomendaciones se basan en dos conceptos: el nivel de amenaza y el nivel de desempeño de la edificación. El nivel de amenaza se refiere a la cuantificación del peligro sísmico a través de niveles de severidad asociados a sismos de análisis. Estos sismos de análisis son representados por aceleraciones máximas, y se relacionan con un periodo de retorno y una probabilidad de excedencia.

El Periodo de Retorno es el tiempo que transcurre entre dos movimientos sísmicos representativos del mismo nivel de severidad, mientras que la Probabilidad de Excedencia mide la posibilidad de que un sismo exceda un nivel determinado en un tiempo de exposición en años (SEAOC 1995).

La propuesta de VISION 2000 define cuatro niveles de amenaza sísmica, los cuales son presentados en la siguiente tabla.

Niveles de movimiento sísmico recomendados por el SEAOC.

Nivel de amenaza sísmica

Periodo de retorno (T)

Probabilidad de excedencia

Aceleración en

la base rocosa

para Lima

Frecuente 43 años 50% en 30 años 0.20g

Ocasional 72 años 50% en 50 años 0.25g

Raro 475 años 10% en 50 años 0.40g

Muy Raro 970 años 10% en 100 años 0.50g

Los sismos frecuentes y ocasionales poseen períodos de retorno sustancialmente menores a los sismos raros y muy raros. A cada sismo de análisis se le asocia un valor de aceleración en la base rocosa dependiendo de la sismicidad del lugar. En la última columna se expresan los niveles de aceleración máxima que se esperan en la base rocosa para la ciudad de Lima.

El nivel de desempeño describe el estado de la edificación tras una solicitación sísmica: el daño estructural, la amenaza sobre la seguridad de los ocupantes y la funcionalidad de la edificación posterior al terremoto.

El Comité VISION 2000 propone cuatro niveles de desempeño sísmico: a) Completamente Operacional b) Operacional c) Supervivencia d) Cerca al Colapso.

En los niveles Completamente Operacional y Operacional la funcionalidad de la estructura no se ve afectada y no existe riesgo de daño para sus ocupantes.

En el nivel Supervivencia la estructura pierde operatividad, existiendo una baja probabilidad de daño a sus ocupantes.

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En el nivel Cerca al Colapso la estructura presenta un daño estructural severo, existiendo un alto riesgo de daño a sus ocupantes.

Sin embargo, este último nivel no implica el colapso parcial o total de la estructura (Loaiza 2002). La Tabla 2 muestra una breve descripción de cada uno de los niveles.

Tabla 2. Niveles de desempeño sugeridos por el SEAOC 1995

Nivel de desempeño

Estado de daño

Descripción

Completamente Operacional

Despreciable Sin daño estructural. Se conserva la rigidez y resistencia. Todos los componentes estructurales operan. La edificación está disponible para su uso normal. Prácticamente no existe riesgo de daño alguno a los ocupantes del edificio durante el sismo.

Operacional Ligero Solamente pequeños daños estructurales. La estructura mantiene casi íntegramente su resistencia y rigidez. Los elementos no estructurales están seguros y los sistemas de seguridad están operables. El riesgo de daño durante el sismo es muy bajo

Supervivencia Moderado Daño estructural y no estructural importante. La estructura ha perdido una parte importante de su rigidez original, pero conserva parte de su resistencia lateral y un margen de seguridad contra el colapso. Los elementos no estructurales están seguros pero podrían no operar. El edificio puede no ser seguro antes de ser reparado. El riesgo de daño durante el sismo es bajo.

Cerca al Colapso Severo Se ha producido un daño sustancial en la estructura. La estructura ha perdido casi toda su rigidez y resistencia original y conserva sólo un pequeño margen contra el colapso. Los elementos no estructurales pueden terminar fuera de su sitio y estar en peligro de caerse. Probablemente no resulta práctico reparar la estructura.

El comportamiento sísmico deseado depende directamente de la importancia del edificio. El SEAOC recomienda el comportamiento que deben tener los diversos tipos de edificaciones ante los sismos de análisis. Las edificaciones comunes como las construcciones de vivienda u oficinas, que es el caso de la PCM, deben presentar un comportamiento Completamente Operacional y Operacional frente sismos frecuentes, un comportamiento de Supervivencia frente sismos raros y pueden encontrarse Cerca al Colapso frente a sismos muy raros. Esta misma filosofía se expresa también en la norma nacional NTE.030

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La Tabla presentada a continuación muestra los niveles recomendados de desempeños esperados para edificaciones de acuerdo con el uso. Se señala mediante una línea continua el comportamiento esperado para edificaciones de oficinas:

La evaluación de la edificación se hará mediante la matriz de desempeño sísmico. Con fines comparativos, esta clasificación de vulnerabilidad basada en la matriz de desempeño puede ser contrastada con la guía de clasificación de la Enciclopedia Mundial de Vivienda basada en la Escala Macro Sísmica Europea EMS-98 (Grünthal 1998) que se encuentra en el Anexo 1. La vulnerabilidad de las estructuras se clasifica en seis clases que van desde la A (alta vulnerabilidad) hasta la F (baja vulnerabilidad). Las tres primeras clasificaciones, A, B, y C, representan los tipos de edificación más vulnerables (menos resistentes a sismos). Las clasificaciones D y E representan edificaciones caracterizadas por tener una baja vulnerabilidad (mayor resistencia a sismos) debido a sus características inherentes y provisiones sísmicas. La clasificación F representa las estructuras con un alto nivel de diseño sismo resistente (EERI 2000).

7.4 PROCEDIMIENTO DE REFUERZO DE ESTRUCTURAS EXISTENTES

Enchaquetar los elementos verticales.

La resistencia y ductilidad de las vigas, columnas y nudos pueden ser mejoradas si se enchaquetan. Esta técnica es efectiva porque aumenta la resistencia individual de los elementos, Sin embargo se vuelve antieconómica si es que son muchos los elementos de la edificación que se tienen que enchaquetar, debido a su complejidad constructiva. Se debe tener en cuenta que en una construcción existente, toda carpintería que este adyacente a vigas o columnas que se enchaquetan debe ser modificada, con un alto

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costo económico. Adicionalmente afecta las instalaciones eléctricas y sanitarias, incrementando el costo de reparación. En la parte conceptual de la técnica de enchaquetar columnas, existen dos aproximaciones distintas: la referencia de FEMA -USA, que indica que los refuerzos verticales adicionales deben traspasar el techo y vigas tal como se muestra a continuación.

La segunda referencia es del Dr. Sugano de Japón donde el enchaquetado de la columna se interrumpe 5cm antes de llegar al nudo superior tal como se muestra a continuación.

Reforzar con acero los pórticos existentes

El refuerzo de los pórticos con diagonales de acero da una mayor resistencia a los pórticos de concreto. Para que esta técnica sea efectiva debe existir una adecuada conexión entre las diagonales y el pórtico porque estas causan concentración de esfuerzos en las esquinas.

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Colocación de muros de corte en los pórticos.

Se pueden rellenar los pórticos con muros de concreto para dar una mayor rigidez lateral a la estructura. Deberá tenerse mucho cuidado en las conexiones entre los muros y los pórticos, se puede colocar epóxicos para que haya una mejor unión entre el concreto viejo y el concreto nuevo. En algunos casos la colocación de estos muros aumenta desproporcionadamente los esfuerzos en el suelo, por tanto es necesario reforzar la cimentación. Se deberá seguir algunas recomendaciones para la colocación de estos nuevos muros:

> El nuevo sistema deberá ser simétrico y no deberá introducir torsión en la estructura.

> La introducción de una placa permanente de CA en un paño existente, no de afectar adversamente el funcionamiento de la edificación.

> El paño donde se ha colocado el muro de CA puede tener aberturas mínimas. > La cimentación existente del paño elegido debe ser tal que se requiera una

intervención de refuerzo mínima y conveniente de ejecutar.

Referencia:

―Seismic Strengthening of Existing Reinforced Concrete Buildings‖ por Sudhir K. Jain, Indian Concrete Journal

ESTUDIO DEL COMPORTAMIENTO SISMICO DE EDIFICIOS DE CONCRETO REHABILITADOS

Traducción y Adaptación de ―Study of The Seismic Behavior of Retrofitted Reinforced Concrete Buildings‖, por Shunsuke Sugano

El estudio de procedimiento de refuerzo sísmico en Japón empezó después del terremoto a;os después del terremoto Tokachi-oki. Este trabajo presenta el resultado de varias investigaciones experimentales concernientes a estrategias de reparación.

El objetivo del refuerzo sísmico se muestra en la figura 1, donde para diversos procedimientos de refuerzo, se puede optar por un incremento de la resistencia, un incremento de la utilidad o una combinación de ambas. Para edificios de baja y mediana altura el incrementar la resistencia es el método mas apropiado.

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Para incrementar la ductilidad de las columnas el objetivo es incrementar su capacidad al corte. La técnica del enchaquetado de las columnas se usa para este fin dejando una pequeña junta al inicio y al fin del enchaquetado para evitar el incremento indeseado de la resistencia a flexión.

En la figura 3 se muestran detalles de conexión entre un pórtico existente y estructuras adicionales internas de concreto o acero.

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Como se muestra en la figura 4 los muros de relleno de un pórtico se comportan en una forma similar a una pared monolítica con una resistencia ligeramente menor. El relleno con bloque de concreto también incrementa la resistencia del pórtico original. Los arriostres metálicos en tracción proveen buenas propiedades de ductilidad mientras que los arriostres en compresión y lo paneles de acero hicieron fallar la columna o sus conexiones.

En la figura 5 se muestran varios esquemas de refuerzo con elementos de acero. Tanto los arriostres como los paneles fueron capaces de mejorar la resistencia y la ductilidad de la estructura original.

En la figura 6 se muestra el comportamiento de otras técnicas del refuerzo usando muros de relleno, paneles prefabricados y arriostres

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La figura 7 muestra un importante incremento en la ductilidad obtenido en una columna utilizando malla electro soldada y mortero

En la figura 8 se muestran las relaciones cargas – desplazamiento de columnas reforzadas con diferentes técnicas. Las columnas enchaquetadas incrementan considerablemente la ductilidad, las bandas de acero previenen la falla por corte y postergan el aplastamiento del concreto. El enchaquetado íntegramente de acero resulta e una disminución del esfuerzo inicial a pesar de que en estado ultimo se alcanza valores mas altos.

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La liberación de las columnas de los elementos laterales incrementa la ductilidad reduciendo significativamente su resistencia. Finalmente los muros laterales vaceados en el situ proveen similar resistencia que una construcción monolítica mientras que los muros laterales prefabricados tienen menos resistencia pero más ductilidad.

7.5 PROCEDIMIENTO DE REFUERZO SÍSMICO.

El proceso de refuerzo sísmico empieza con una evaluación de la estructura existente que determina el alcance de la intervención y si es necesaria o no. El diagrama de flujo que se presenta a continuación muestra el proceso completo.

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Existen dos requerimientos importantes para empezar el proyecto de refuerzo, primero el proyecto debe ser económicamente aceptable y también debe ser técnicamente viable.

Los factores de mayor importancia para un buen comportamiento antisísmico son su configuración, resistencia, ductilidad, rigidez. Es importante evaluar cuidadosamente todo estos factores antes de elegir la técnica de reforzamiento adecuado. La configuración del edificio deberá ser simple y regular; características como excentricidad entre el centro de masa y el centro de rigidez, pisos blandos hacen que la edificación tenga un comportamiento pobre durante sismos intensos. Sin embargo en los últimos años se esta entendiendo que proporcionar a la edificación de una adecuada rigidez lateral, minimiza los daños causados por el sismo.

Reducción de la fuerza sísmica de diseño

La fuerza sísmica de la edificación puede ser reducida si se reduce la masa de la edificación o si se aumenta la flexibilidad de la edificación.

Reducción de la masa de la edificación

Desde que los movimientos sísmicos causan fuerzas de inercia las cuales son proporcionales a la masa de la edificación, reducir la masa reduce las fuerzas sísmicas y las fuerzas de gravedad. También se reduce el período natural de vibración, pero su influencia no es significativa en cuanto a las fuerzas resultantes.

Para lograr esto, se pueden tomar las siguientes medidas:

> Reemplazo de los techos pesados por uno más ligero, esto es particularmente efectivo en construcciones de un piso.

> Reducción de la carga viva.

> Eliminación de pesados parapetos, balcones y tanques de agua.

> Eliminación de algunos de los pisos superiores.

Aislamiento sísmico de la edificación.

Debido a la forma que tiene la curva C vs. T, las edificaciones con períodos más largos atraen menos fuerza sísmica, reduciendo por lo tanto la demanda de resistencia en la edificación. Una forma efectiva de incrementar el período de la edificación sin poner en riesgo los elementos no estructurales por el excesivo desplazamiento relativo de los entrepisos, es proveer un sistema de aislamiento sísmico en la base. Esto se consigue introduciendo bloques de neopreno y plomo entre la cimentación y el terreno, para lo cual es necesario colocar una nueva estructura de cimentación que distribuya uniformemente los movimientos del suelo.

7.6 INCREMENTO DE LA CAPACIDAD SÍSMICA DEL EDIFICIO

Nuevos elementos resistentes a cargas laterales

La construcción de nuevos elementos resistentes a cargas verticales tales como muros de concreto y/o pórticos es una técnica eficaz siempre que las alteraciones

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arquitectónicas que produce sean viables y siempre que se consideren los cambios en el comportamiento sísmico.

La inclusión de muros o pórticos rígidos atraen un porcentaje importante de la fuerza sísmica y por consiguiente momentos de volteo también importantes, es necesario que la cimentación sea adecuadamente ampliada o reforzada para tomar estos nuevos momentos flectores.

Debe existir una adecuada conexión entre los elementos nuevos y las losas que actúan como diafragma rígido, y los pisos deberán ser capaces de transmitir adecuadamente las fuerzas de sismo a los nuevos elementos.

7.7 PÓRTICOS SÍSMICOS COMPLEMENTARIOS

Normatividad nacional para reparación sísmica de estructuras

> Normas de Diseño Sismo-resistente (1977) Obra reparada = Obra nueva

> NTE.030 (1997) Obra reparada = Obra nueva

> NTE.030 (2003) Obra reparada diferente que Obra nueva

Colegio de 2 pisos con columna corta, antes de 1996

Colegio de 2 pisos con columna corta, antes de 1996

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INFLUENCIA DEL SISMO DE NAZCA 1996 EN LA NTE.030 (1997)

> Se exige que los colegios tengan un sistema estructural que incluya muros de albañilería o concreto, es decir se pretende eliminar el problema de columnas cortas en las edificaciones escolares típicas.

> Las construcciones reparadas deben cumplir con la NTE.030 al igual que las nuevas.

Nuevo diseño estructural de colegio típico a partir de 1996

8.2 REFUERZO CON MALLAS DE POLIMERO

REFUERZO DE MUROS DE ALBAÑILERÍA CON MALLAS DE POLÍMERO

Daniel Torrealva y Alberto Dusi

Introducción

Las mallas de polímero pueden ser usadas como una alternativa para el reforzamiento de construcciones de albañilería sin reforzar en las zonas sísmicas del mundo donde es común el uso de la albañilería de arcilla. Una ventaja adicional de la malla es que puede ser utilizada también en las construcciones históricas debido a que en estas edificaciones los morteros para el tarrajeo son de cal y yeso y la malla de polímero no es afectada por sus componentes químicos. El comportamiento post elástico de los muros reforzados que están sujetos a fuerzas cíclicas de corte en el plano y a fuerzas de flexión fuera de plano es clave para la investigación acerca del cambio del tradicional comportamiento frágil en un sistema capaz de disipar energía lo que permitiría que los edificios de albañilería soporten satisfactoriamente las fuerzas de sismo.

Descripción de los especimenes ensayados

Se ensayaron 12 paneles cuadrados de 1.20x1.20m (Figura 1) a cargas cíclicas de corte en el plano y 12 paneles de 0.80x1.60m (Figura 2) a cargas monotónicas fuera de plano. El ancho de los muros en ambos casos fue de 220mm en el caso de los muros sin tarrajeo y de 260mm en el de los muros tarrajeados por ambas caras. Se

usaron unidades sólidas de manufactura corriente y de 110x220x70mm para la construcción de los paneles. En la base y en la parte superior de los muros se construyeron vigas de concreto de 220 x 200mm para transmitir las cargas verticales y horizontales en los paneles cuadrados y para transmitir la carga vertical y servir de soporte horizontal en el caso de los paneles a flexión. La tabla 1 muestra la identificación de los paneles sin refuerzo, de los muros tarrajeados y de los reforzados. Se ensayaron cuatro paneles de cada tipo ante cargas cíclicas de corte y de compresión constante.

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Como se ve en la tabla 2, los paneles a flexión se pueden dividir en dos categorías: los no reforzados y los reforzados. Los paneles sin refuerzo a su vez se dividen en dos sub categorías, con y sin tarrajeo mientras que los paneles reforzados se dividen en tres sub categorías, con carga vertical, sin carga vertical y con el refuerzo traslapado en el medio de la luz. Se ensayó un solo panel reforzado en la zona de compresión. Los paneles fueron sometidos a diferentes desplazamientos horizontales máximos, parámetro que se establecía en función a la estabilidad que se observaba durante los ensayos.

Figura 1. Paneles en Corte-Compresión Figura 2. Paneles en flexión

Tabla1. Características de los paneles sujetos a corte-compresión

Identificación Tarrajeo Malla Polímero

Esfuerzo Vertical (Mpa)

SC-1 a SC-4 No No 0,75

SC-5 a SC-8 Ambas caras No 0,75

SC-9 a SC-12 Ambas caras Ambas caras 0,75

Tabla2. Características de los paneles sujetos a flexión

Identificación Tarrajeo Malla Polímero Esfuerzo

Vertical (Mpa)

F-1, F-2 Ambas caras No 0,50

F-3, F-4 No No 0,50

F-5, F-6, F-9 Ambas caras En el lado a tracción 0,50

F-7, F-8 Ambas caras En el lado a tracción -------

F-10 Ambas caras En el lado a compresión 0,50

F-11, F-12 Ambas caras Traslapada en el lado a tracción 0,50

Características de los materiales

Las propiedades de la albañilería se obtuvieron a partir de ensayos simples de sus componentes. Las unidades se sometieron a pruebas de variación dimensional, absorción, densidad y compresión axial. La densidad promedio fue de 1.83gr/cm3 y la resistencia promedio fue de 5.49Mpa. El mortero de asentado fue una mezcla de cemento, cal y arena gruesa en proporción de 1:1:7. Este mortero tuvo una resistencia promedio de 4.21 MPa. El mortero para el

120

tarrajeo fue una mezcla de cemento, cal y arena gruesa en proporción de 1:1:5. Este

mortero tuvo una resistencia promedio de 7.12 Mpa. Para medir la resistencia a compresión de la albañilería se utilizaron pilas de 5 ladrillos

con mortero, espesor y juntas similares a las los especimenes de ensayo. Se

ensayaron un total de de 5 pilas cuya resistencia promedio a la compresión fue de

3.68Mpa. Para medir la resistencia última al corte de la albañilería se ensayaron a tracción

diagonal (ASTM 1981) 5 muretes de 440x440x220mm. La falla típica se produjo

cortando al mortero y a la unidad lo cuál significa una buena unión entre mortero y

ladrillo. La resistencia promedio al corte fue de 0.35 MPa. La resistencia a tracción de la malla se estimó a partir de ensayos a tracción

realizados en dos direcciones ortogonales con los cuales se obtuvo 47kN/m para la

dirección longitudinal y 34kN/m para la dirección transversal.

Procedimiento Constructivo

Cada panel se construyó sobre una viga de concreto armado de 220 x 200m, Las unidades se limpiaron con un cepillo y se sumergieron en agua por aproximadamente 1.5 minutos antes de ser asentadas. La cantidad de agua en el mortero fue tal que permitía la adecuada trabajabilidad durante la construcción del muro. Las juntas horizontales y verticales fueron de 15mm. Luego de construido el muro se colocó en su parte superior una viga de concreto con la finalidad de transmitir las cargas verticales y horizontales a los paneles. Las mallas de polímero usadas como refuerzo se anclaron a los paneles usando conectores de acero de 50mm colocados sobre hoyos horizontales y verticales separados 40mm (Figura 3). En dos de los paneles a flexión la malla se colocó con un traslape de 150mm en el centro del panel sin conectores en el área de traslape. A cada muro de le roció agua antes de aplicar el mortero de tarrajeo de 2mm (Figura 4)

Figura 4. Malla de polímero sobre los muros Figura 5. Tarrajeo de los muros.

Procedimiento de ensayo e instrumentación

Ensayos de Corte – Compresión

La carga horizontal fue aplicada en la parte superior de la viga con un actuador hidráulico MTS de 500 kN. La carga vertical fue aplicada con una bomba manual en el caso de los paneles sin refuerzo (Figura 6) y con dos bombas manuales para el caso de los paneles reforzados (Figura 7). Se usaron 6 transductores de desplazamiento identificados desde D1 hasta D6 respectivamente. D1 fue usado para el control del actuador, D2 para monitorear el deslizamiento de la base, D3 y D4 para el desplazamiento vertical en ambos extremos y D5 y D6 para monitorear las grietas diagonales en los paneles (Figura 1).

121

Figura 6. Paneles sin refuerzo Figura 7. Paneles sin refuerzo

Ensayos de Flexión

Se usaron vigas en la parte superior e inferior para conectar las reacciones horizontales a la fuerza aplicada al centro del tramo. La viga superior también se utilizó para la aplicar una fuerza vertical constante (Figura 8). Se usaron 10 transductores de desplazamiento. D1 y D2 median el desplazamiento vertical total, D3, D4, D5 y D6 el desplazamiento fuera del plano, D7 y D8 el desplazamiento vertical en el medio del tramo de la cara a tensión mientras que D9 y D10 median el desplazamiento vertical al medio del tramo de la cara en compresión.

Figura 8. Ensayos de paneles a flexión.

La carga vertical tuvo un valor constante de 88kN en todos los paneles con excepción de los paneles F7 y F8 que fueron ensayados sin carga vertical. Se utilizaron desplazamientos para controlar los ensayos para lo cual se utilizaron los trasnductores D1 y D3 como dispositivos de control.

122

Resultados Experimentales

En esta sección se presenta una descripción y observaciones de lo observado así como una interpretación de los datos instrumentales de los ensayos realizados.

Ensayos de Corte-Compresión

En todos los paneles ensayados a corte-compresión aparecieron grietas en la base de los paneles en ambas caras. Estas grietas fueron producidas por el efecto de momento de flexión en el plano que la carga vertical no puede contrarrestar. Entonces, en adición a la deformación de los paneles, el transductor horizontal superior registró también la rotación de cuerpo rígido de los paneles. Sin embargo, en todos los paneles excepto uno, se logró conseguir el objetivo de obtener un modo de falla con grietas diagonales de corte. A pesar de que en los tres tipos de paneles la primera grieta fue de tensión horizontal en la base, el comportamiento final observado de cada uno de ellos fue muy diferente. Para el panel de albañilería simple SC-2 (Figura 9) al desplazamiento máximo de +/-2mm y carga horizontal de 70 kN, las grietas de tensión aparecieron en ambos lados de la base del panel. Cuando se alcanzó el desplazamiento horizontal de 4mm con una fuerza horizontal de 90kN aparecieron grietas verticales de compresión en ambos extremos del panel. Además las primeras grietas de tensión se extendieron y alargaron dando la apariencia de pequeñas fisuras diagonales. Las grietas diagonales y de tensión crecieron cuando el desplazamiento horizontal fue de +/-7mm hasta completar las grietas diagonales que aparecieron cuando el desplazamiento horizontal fue de +/-10mm (Figura 10) y la curva de fuerza- desplazamiento empezó a decrecer. La máxima carga alcanzada fue de 98kN.

Figure 9. SC-2 – Curva Fuerza-Desplazamiento Figure 10. Crack pattern SC-2

En el caso del panel tarrajeado SC-5 (Figura 11), al desplazamiento máximo de +/-2mm y carga horizontal de 100 kN, las grietas de tensión aparecieron en ambos lados de la base del panel. Las grietas verticales de compresión aparecieron en +/-10mm. En +/- 15mm súbitamente apareció una gran grieta diagonal que inclusive desprendió el tarrajeo del talón en compresión lo cual significó el fin del ensayo (Figura 12). La carga máxima horizontal promedio fue de 120kN.

Figura 11. Curva de Fuerza-Desplazamiento

Figura 12. Patrón de grietas

En el primer panel reforzado con malla de polímero (SC-9), la disposición de los

experimentos previos con una sola carga vertical colocada al centro del tramo no fue

capaz de producir la falla diagonal. Para los paneles SC-10, SC-11 y SC-12 se cambio

la disposición de los experimentos para aplicar ahora la carga vertical en dos puntos

cerca del final del panel para controlar mejor la rotación del espécimen. La figura 13

muestra la curva F-D del panel SC-10 donde se puede apreciar que existe mayor disipación de energía en comparación a los paneles sin refuerzo.

Figura 13. Curva F-D Panel SC-10

Figura 14. Patrón de grietas

Panel SC-10

En la figura 14 el patrón de grietas luego del ensayo muestra que el refuerzo de malla distribuye el daño en muchas grietas finas en ambas direcciones diagonales comparadas con los paneles tarrajeados y sin refuerzo donde aparece una sola grieta ancha. El tarrajeo incrementa la resistencia horizontal. Una investigación del estado de la malla después del ensayo muestra que esta no ha sufrido daño ni ha alcanzado deformación inelástica lo cual implica que los esfuerzos de tracción de la malla durante el ensayo se han mantenido en el rango elástico.

La figura 15 muestra el cálculo de la energía absorbida (área achurada) y de la energía disipada (área doblemente achurada) en los paneles 2, 5 y 10. Los valores de la energía calculada se muestran en la tabla 3. La energía absorbida se determinó calculando el área bajo la envolvente de la curva fuerza-desplazamiento incluyendo la rotación de los paneles con respecto a la base. La energía disipada se determinó calculando el área dentro del último ciclo estable en cada ensayo. La tabla 3 muestra que el uso del refuerzo de malla incrementa en más del doble la energía disipada en comparación a los paneles sin refuerzo y en más de cuatro veces en relación a los paneles de albañilería simple.

124

160

^140" ~Z.

—100

c 80-

o 60

40-20

Dissipated energy = 119.557kN-m

Absorbed energy = 782.783kN-m

SC-2

2 4 6 8 10 12 14 16

Lateral displacement(mm)

160-

21 T31

Dissipated energy = 218.29kN-m

Absorbed energy = 1312.77kN-r 2 4 6 8 10 12 14 16

Lateral displacement(mm)

Dissipated energy = 528.13kN-m

Absorbed energy = 1599.57kN-n 2 4 6 8 10 12 14 16

Lateral displacement(mm)

Figura 15 Cálculo de la energía absorbida y disipada para tres tipos de paneles Tabla 3 Energía absorbida y disipada para tres tipos de paneles

Identificación Energía Absorbida kN-mm

Energía Disipada kN-mm

SC-2 782 119

SC-5 1312 218

SC-10 1599 528

Ensayos de flexión

El comportamiento observado de los paneles ensayados se puede dividir en dos categorías principales: Los paneles no reforzados y los paneles reforzados. Los paneles sin refuerzo tienen a su vez tres sub categorías, con carga vertical, sin carga vertical y con el refuerzo traslapado al medio del panel. Se ensayó también un solo panel con refuerzo en la cara en compresión. Los paneles se sometieron a diferentes desplazamientos horizontales máximos que se determinaron en función de la estabilidad observada. Para los paneles sin refuerzo, el modo de falla consistía en una sola fisura horizontal cerca del tramo central que se abría progresivamente hasta cruzar casi todo el ancho del panel (Figura 17). Los paneles simples de albañilería alcanzaron una carga horizontal máxima de 40kN y los tarrajeados una carga de 60kN (Figura 16).

Figura 16. Curva F-D en el panel F-4

F-4 — T

II ii i ii i ii ^□□^□□LT n II i II i II

ZEUnacmuLZ II II i II i II ^□□^□□LZ n II i II i II ^□□^□□LZ n II i II i II ^□□^□□LZ

—II—■■—I —■■— I—»~ Jl_ll_l_ll_ll_ll_ ^□□=H=CHC

^□□^□□LZ ^□□=n=cnc ^□□^□□LZ ^n=oa=c

^nn^inaLT II II i II i o

^nn^inaLT II II I II I IL

Figura 17.Patrón de grietas panel F-4

Para los paneles con refuerzo en la cara a tensión y carga vertical, el patrón de grietas fue disperso con muchas grietas horizontales cerca del tramo central (Figura 19). La

125

máxima carga horizontal promedio fue de 70kN y para el desplazamiento máximo, dos paneles tuvieron en promedio 23mm y el panel F-9 alcanzo 43mm (Figura 18). Para los paneles sin carga vertical, el patrón de grietas fue aún mas disperso con muchas grietas cerca del tramo central (Figura 21). En este caso la carga máxima fue ligeramente mayor que 20kN y el desplazamiento horizontal máximo fue de 45mm (Figura 20).

F-6

I __

Figura 18. Curva F-D para el panel F-6 Figura 19. Patrón de grietas panel F-6

Figura 20. Curva F-D del panel F-7 Figura 21. Patrón de grietas panel

F-7

Las figuras 22 y 23 muestran a los paneles con el refuerzo traslapado 15cm en el tramo central cuyo comportamiento fue similar al previo observado en los paneles reforzados. Sin embargo, las grietas en estos paneles se ubicaron fuera del área de traslapada alcanzando una carga máxima cercana a 80kN y siendo su desplazamiento máximo de 34mm y 45mm.

126

Figura 22. Curva F-D panel F-12 Figura 23. Patrón de grietas

panel F-12

En el único panel con refuerzo en la cara en compresión se produjo una sola grieta que se abrió progresivamente en todo el ancho del panel finalizando donde se ubicaba la malla preservando la zona en compresión libre de grietas y permitiendo un comportamiento más estable. La carga horizontal máxima fue de 60kN para 10mm de desplazamiento horizontal y se mantuvo constante hasta 40mm de desplazamiento.

Conclusiones

Para los paneles en corte-compresión una consideración importante concierne al estado de falla mostrada por los paneles reforzados en relación a los paneles simples y sin refuerzo. Los paneles simples y sin refuerzo muestran fisuras limpias aproximadamente a lo largo de una o dos diagonales del panel mientras que los paneles reforzados están caracterizados por una malla de grietas dispersas. Este resultado, sugiere que para el colapso del panel se requiere de la formación de un gran número de superficies de falla con un valor más alto de resistencia última y de disipación de energía. La conclusión previa se confirma con el cálculo de la energía absorbida y disipada de las curvas F-D para un panel de cada tipo mostrando claramente la ventaja de los paneles reforzados en comparación con los paneles sin refuerzo.

Los ensayos de flexión han demostrado los efectos positivos del refuerzo con la malla en todos los parámetros mecánicos significativos como son la carga última, los desplazamientos últimos y la disipación de energía.

La gran distribución de fisuras especialmente en los paneles a flexión sin carga vertical pone en evidencia la benéfica contribución de la malla para mitigar los picos de daño y para incrementar la disipación de la energía debido a la propagación del daño.

La fragilidad que parece tener el tarrajeo en los muros simples se elimina debido a que la malla incrementa el comportamiento dúctil del panel. Los ensayos donde se traslapó la malla con una longitud de 150mm mostraron que la longitud de traslape fue suficiente y también un incremento en la resistencia a flexión lo que sugiere que una doble capa de refuerzo puede ser beneficioso.

Se ha derivado una primera fórmula empírica para estimar el momento último resistente de los muros reforzados con mallas de polímero a partir de una interpretación analítica de los resultados a flexión usando métodos ordinarios de la teoría de estructuras. Entonces, se pueden utilizar resultados de ensayos adicionales para el soporte de métodos analíticos que son usados en procesos de diseño ordinarios. 129

Referencias

- ASTM 1981: ―Standard Test Method for Diagonal Tension (Shear) in Masonry Assemblages‖ American Society for Testing Materials E 519-81.

- CASCADE 2005: Severn, R., Bairrao, R. General Editors, ―Application of Reinforcing Techniques with Polymer Grids for Masonry Buildings‖ Cooperative Advancements in Seismic and Dynamic Experiments Report No. 5, January 2005.

- Priestley 1992: Paulay, T and Priestley, M.J.N. ―Seismic Design of Reinforced Concrete and Masonry Buildings‖ Jonh Wiley & Sons.

- Sofronie 2004. Sofronie, R., ―Performances in Seismic Strengthening of Masonry‖ 13th

World Conference on Earthquake Engineering‖ Paper No. 182. Vancouver B. C. Canada,2004

- Torrealva 2006: Torrealva, D, Dusi, A., ―Internal Final Report on RichterGard Polymer Grid Reinforcement for Masonry Walls: Shear-Compression and Flexural Tests‖ Catholic University of Peru 2006.

- Torrealva 2006: Torrealva, D., ―Supplementary Report on Flexural Panels‖ Catholic University of Peru 2006.

- Torrealva 2006: Torrealva, D., ―Supplementary Report on Shear-Compression Panels‖ Catholic University of Peru 2006.

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