Respuesta Estructural y Control de Calidad en Obra: Lecciones, Debilidades y Cambios Necesarios Tras el Terremoto de La Guaira del 24 de Junio de 2026
RESPUESTA ESTRUCTURAL Y CONTROL DE CALIDAD EN OBRA: LECCIONES, DEBILIDADES Y CAMBIOS NECESARIOS TRAS EL TERREMOTO DE LA GUAIRA DEL 24 DE JUNIO DE 2026
Guillermo Bonilla | Universidad Católica Andrés Bello
RESUMEN
Los daños y colapsos en serie de gran cantidad de edificaciones localizadas en determinados sectores del Estado La Guaira, consecuencia del par de eventos sísmicos vividos el 24 de junio de 2026, deben llevar a cambios en distintas disciplinas y áreas a pesar que la acción de la naturaleza demostró un carácter extraordinario por la descarga de energía transformada en fuerzas fatales sobre estructuras.
En el presente artículo se incluyen resultados relativos a errores u omisiones constructivas en el ámbito estructural evaluados sobre edificaciones colapsadas y no colapsadas; se trata de estudios que iniciaron el mismo día de los eventos a solicitud del Ministerio del Poder Popular para Hábitat y Vivienda.
Como las zonas afectadas tienen desarrollos que datan de los años sesenta, en la descripción de lo observado se incluye información adicional sobre el estatus normativo para diferentes épocas, características de los materiales utilizados e incluso el porcentaje estimado de edificaciones por décadas. De manera especial, se detallan los errores cometidos durante la ejecución que si bien es cierto no fueron las razones directas de tantos colapsos, queda claro que de haberse tratado de un terremoto con menor magnitud e intensidades, sería probable que estos errores de calidad relativos a la estructura tuvieran un carácter protagonista en daños graves sobre algunas edificaciones. Se concluye que se necesitan hacer cambios a distintos niveles y en distintos frentes, dejando en el lector la reflexión correspondiente.
Palabras clave: respuesta estructural, control de calidad, terremoto de La Guaira, colapso edificios, normativas sísmicas.
AGRADECIMIENTOS
El autor agradece al equipo de trabajo asociado a la evaluación de daños estructurales; Roxana Guerra (Ing. PDVSA) y a Carlos Suárez (Tesista de Ingeniería Civil).
A la Academia Nacional de la Ingeniería y el Hábitat por la invitación a compartir lo estudiado.
Al Ministerio del Poder P.P.P Hábitat y Vivienda (MINHVI) y a la Universidad Católica Andrés Bello (UCAB); por promover el primero y apoyar ambos todas las actividades necesarias en las investigaciones que se desarrollan.
1. INTRODUCCIÓN
El par de eventos sísmicos acaecidos el 24 de junio de 2026, iniciando el primero cerca de San Felipe al occidente del país y seguido a los pocos segundos por el focalizado en la costa de Caraballeda, afectaron con distintas intensidades a varios estados. El impacto fue contundente en el Estado La Guaira, donde un alto porcentaje de urbanismos localizados en suelos más blandos o en mesetas ubicadas dentro del área de influencia crítica del movimiento; recibieron de manera cuasi instantánea y fatal el impacto avasallante de los eventos.
Esta ruptura de la corteza terrestre con ondas de arranque inicial combinadas (P y S) por lo cercano y superficial, generó tal descarga que grupos de edificaciones, en especial las de mediana altura (8 a 14 niveles), carecieron de capacidad para absorber y disipar tanta energía, provocando cuasi de inmediato sus colapsos.
Consecuentemente, las fuerzas iniciales de corte recibidas por las fundaciones y transmitidas al instante a la superestructura, superaron la capacidad en las bases de columnas para soportar el extraordinario impacto cortante. Por otra parte, si bien es cierto que algunas estructuras pudieron resistir las cargas axiales consecuencia de las oscilaciones vibratorias horizontales; en ningún caso estos miembros (columnas) fueron diseñados para resistir un componente vertical con aceleración imprevisible a la fecha.
El artículo tiene como objetivo resaltar la necesidad de mejorar calidad en el área estructural y construcción futura; enfocándose en los distintos errores observados en edificios colapsados en concreto reforzado de configuración sencilla y geometría rectangular (tanto en planta como en elevación) que no tuvieron posibilidad de absorber y disipar energía sin colapsar. Adicional y a manera informativa, han sido incluidos determinados aspectos relacionados con las normas utilizadas y su época de aplicación, al igual que se adelanta información de resistencias en concretos y cedencias en aceros estudiados en las edificaciones del Estado La Guaira.
Los resultados forman parte de una investigación con mayor alcance que tiene como finalidad evaluar y analizar causas de los colapsos en edificios afectados por el terremoto de La Guaira; para incentivar cambios necesarios en distintas áreas y disciplinas. Inició el mismo día del evento, a solicitud del Ministerio del P.P. para Hábitat y Vivienda en conjunto con la Universidad Católica Andrés Bello.
2. RESPONSABILIDAD POR DAÑOS ESTRUCTURALES
Distintas disciplinas profesionales juegan protagonismo esencial en la respuesta de las edificaciones ante eventos naturales; aunque la calidad en la ejecución de la estructura termina siendo la responsable del comportamiento real de toda edificación correctamente diseñada. En este sentido, las responsabilidades se distribuyen de la siguiente manera:
Arquitectura: Inicia determinando las formas geométricas en planta como en elevación, definiendo alturas en función de variables urbanas locales y estableciendo la distribución de espacios; aspectos que resultan fundamentales en el comportamiento de toda edificación ante este tipo de eventos.
Geotecnia: Los especialistas evaluarán la morfología y geología del suelo determinando, entre otros aspectos, condiciones físicas de soporte, tipos de fundaciones y profundidades e incluso, en algunos casos, la dinámica del suelo.
Ingeniería Estructural: Desarrollará un diseño apoyado con programas, soportado en conocimiento del área, normas y reglamentos para terminar definiendo secciones y dimensionado de vigas, columnas, losas; estableciendo además reforzamiento y detalles a cumplir durante la ejecución.
Ingenierías Municipales: El inicio de la construcción propiamente requiere de permisos otorgados por estas entidades que, como consecuencia del terremoto de 1967, solo verifican el cumplimiento de variables urbanas (retiros, porcentajes de ubicación y construcción, infraestructura de servicios); actividad realizada por profesionales de la arquitectura e ingeniería.
Construcción y Supervisión: El constructor, con su respectiva supervisión y control de calidad, tiene la responsabilidad de llevar a cabo todo un proyecto siguiendo parámetros bien determinados. En definitiva, la Ingeniería detrás de entes oficiales y empresas constituye la disciplina principal del comportamiento de la edificación a lo largo de su vida útil.
Sin embargo, al final toda estructura responderá a cómo fue construida; por lo tanto, el rol de los ingenieros residentes e inspectores, técnicos en supervisión y de laboratorios de materiales resultará esencial para asegurar que la edificación sea ejecutada tal como fue proyectada y logre comportarse conforme fue previsto. En una primera instancia, la responsabilidad decenal por fallas y daños consecuencia de lo tratado caerá en principio sobre el Constructor con su Ingeniero Residente, el Ingeniero Inspector y el Ingeniero estructural.
3. ESPECIFICACIONES INVOLUCRADAS EN LAS CONSTRUCCIONES
Formalmente las normas de cálculo y construcción iniciaron con el Ministerio de Obras Públicas (MOP) hacia 1933 con especificaciones básicas relativas a sismicidad; recibiendo sus respectivas actualizaciones en 1947 y 1955, todas soportadas en la Teoría Clásica.
La evolución normativa se puede estructurar en los siguientes hitos:
Terremoto de Caracas (1967): Motiva una actualización que es reeditada en 1968 manteniendo la Teoría Clásica, pero paralelamente es publicada la Norma Provisional para Construcciones Antisísmicas que incorporaría las características de los suelos, tipo de estructura, detallado en nodos, entre otros aspectos.
Década de 1970 a 1980: En lo referente a cálculo y construcción, la norma MOP 1967 es actualizada a inicios de los 70 por la norma 1971. En la década de los 80 es publicada la norma COVENIN 1756-82 con cambios sustanciales.
Norma COVENIN 1753-85: A mediados de 1985 surge esta norma (Estructuras de Concreto Armado para Edificaciones Análisis y Diseño) basada en especificaciones ACI 318-83; estando soportada en la Teoría de Rotura además de incluir un Capítulo 18 dedicado a consideraciones sismorresistentes. (Su última actualización es del año 2006).
Terremoto de Cariaco (1997): La experiencia de este sismo lleva a mejorar las normas en 1998.
Actualización 2019-2021: En 2019 es publicada la última actualización con mejoras sustanciales incluyendo la microzonificación. Pasó a ser Reglamento en 2021 y, desde luego, no pudo ser aplicado en las edificaciones afectadas en La Guaira.
Figura 1: Lapsos de normas e hitos relevantes en función de los años.
4. EVOLUCIÓN CONSTRUCTIVA, MATERIALES Y DETALLES EN EL ESTADO LA GUAIRA
Respecto a la construcción de edificaciones residenciales, materiales y detalles, el Estado La Guaira contaba y cuenta todavía con edificios aporticados en concreto reforzado que datan de los años 45 del siglo pasado. En consecuencia, tiene estructuras desarrolladas durante los últimos 80 años que fueron diseñadas bajo diferentes especificaciones sísmicas y de construcción que han ido mejorando a través de los años.
Para ofrecer una idea de esta evolución, se pueden distinguir las siguientes etapas y normativas:
4.1 Década de 1940 a mediados de 1960
Hacia la década de los 40 las construcciones eran de poca altura y el principal promotor era el Estado, pero los parámetros de cálculo y ejecución ya contaban con especificaciones nacionales. Las características principales de esta época incluyen:
Resistencia del concreto: Las resistencias mínimas de concretos estructurales arrancaban desde los 180 kgf/cm².
Armadura transversal (Ligaduras y estribos): Contaban con un diámetro mínimo de 6 mm. En las columnas, la separación de ligaduras era constante a todo lo largo de su altura, en función del valor crítico entre 16 veces la barra longitudinal, 48 veces el diámetro de la ligadura, o el lado menor de la sección transversal del miembro.
Acero de refuerzo: Las columnas tenían relativamente poco acero (tanto longitudinal como transversal) con una cedencia de 2200 a 2500 kgf/cm². Eventualmente, en edificios altos se incorporaba acero trabajado a torsión en frío con cedencia en el orden de 4000 kgf/cm² (ofrecía buena resistencia a cambio de limitar su ductilidad).
4.2 Impacto del Terremoto de 1967
En las columnas de estructuras calculadas bajo las normas antiguas, los empalmes por solape de acero longitudinal sucedían a nivel de piso y los nodos carecían de confinamiento.
Las consecuencias del terremoto de Caracas (y La Guaira) en 1967 obligaron a disponer de la Norma Provisional para Construcciones Antisísmicas post terremoto, donde se recomendó confinar los nodos para asegurar un comportamiento adecuado, condición que se mantiene hasta la fecha.
4.3 Norma COVENIN 1753-85
Las siguientes especificaciones para diseño y construcción general llegaron hacia 1985 (Estructuras de Concreto Armado para Edificaciones Análisis y Diseño). Esta norma introdujo cambios significativos:
Armadura transversal: Aceptaba ligaduras desde 6 mm en miembros secundarios para aceros longitudinales hasta 12,7 mm (1/2”). A partir de este diámetro, las ligaduras y estribos pasaron a ser de 9,50 mm (3/8”).
Ganchos sísmicos: Exigía ganchos a 135º en ligaduras y estribos para zonas sísmicas, además de requerir que cada barra esquinera contara con gancho a 135º, manteniendo la armadura transversal de confinamiento en juntas viga-columna.
Acero y Concreto: La cedencia del acero se estandarizó en 4200 kgf/cm² (Grado 60). La resistencia del concreto para diseño en zonas de alta ductilidad (ND3) se indicó para valores mayores a 210 kgf/cm².
4.4 Norma COVENIN 1753-2006
Esta actualización desapareció el Capítulo 18 y modificó coeficientes de carga y factores de reducción en vigas.
Foco estructural: Prestó especial atención a los casos de muros portantes y a los confinamientos en nodos en zonas de alta ductilidad (ND 3).
Resistencia del concreto: Exigió resistencias mayores a 250 kgf/cm².
5. DISTRIBUCIÓN DEL PARQUE CONSTRUIDO SEGÚN NORMATIVAS
Esta descripción somera de exigencias normativas se hace necesaria para poder evaluar en sitio el cumplimiento de referencias específicas. Al respecto, un aspecto adicional (incluido en la Figura 2) corresponde al estimado de construcciones de edificios desde 1960 en el Estado La Guaira. Aunque es una data en revisión, permite tener una idea de la incidencia normativa sobre los distintos períodos de construcción:
Normas MOP (Ministerio de Obras Públicas): Se estima que entre un 55% y 65% de las edificaciones fueron desarrolladas bajo estas normativas más antiguas.
Normas COVENIN: Aproximadamente un 40% siguieron estas directrices más modernas.
Picos de construcción: Los urbanismos más afectados en el Estado cuentan con construcciones que datan desde los años 70, presentando picos de desarrollo en las décadas de los 70 y 80, para caer entre 1990 y 2010, seguido de un reinicio del crecimiento a partir de 2010.
Figura 2: Porcentaje de construcción de edificios e hitos relevantes en función de períodos.
5.1 Panorama de Requisitos a lo Largo del Tiempo (Materiales)
Lo importante, desde el punto de vista del estudio, es que la data en porcentajes adelanta un panorama de requisitos de diseño y constructivos a lo largo del tiempo.
En lo relativo a las resistencias y propiedades de los materiales, la evolución ha sido la siguiente:
Resistencia del Concreto:
Hasta la década de los 80: Correspondía a un valor medio referencial de 200 a 220 kgf/cm².
A partir de la década de los 80: El requisito mínimo se eleva a 250 kgf/cm².
Cedencia del Acero (fy):
Desde los años 60: Valores entre 2200 y 2400 kgf/cm², y de 4000 kgf/cm² (para acero trabajado a torsión).
Desde los años 70: Cambia y se estandariza en 4200 kgf/cm².
Irregularidades en el mercado de materiales:
Año 2012: Se presentaron problemas con importaciones de acero que tenían cedencias distintas a las normadas. Esta situación fue corregida en el mismo año con el retiro de dichos lotes del mercado.
Acero no recomendado: Desde la década de los 80, existe disponibilidad en el mercado de barras corrugadas de acero de 6,0 m de longitud con cedencia de 2200 kgf/cm² (en diámetros de 9,5 mm o 3/8” y 12,7 mm o 1/2”), las cuales no están recomendadas para estructuras de edificios.
6. EMPALMES Y DISPOSICIÓN DE LIGADURAS EN COLUMNAS
La evolución de la normativa también transformó drásticamente la manera de confinar el acero y ubicar los empalmes en las columnas:
6.1 Práctica de los años 60
Con relación a los empalmes por solape de barras longitudinales en columnas, se mantenía la siguiente configuración:
Ubicación del solape: El arranque se realizaba directamente a nivel de piso.
Ligaduras: Se distribuían a distancias iguales en toda la altura de la columna (cada 25 a 40 cm).
Cierres: Se realizaban con ganchos a 90º.
6.2 Práctica a partir de 1980 (Normas COVENIN)
A partir de 1980, la distribución del acero transversal y longitudinal cambió radicalmente para mejorar la respuesta sísmica:
Reubicación del solape: Los empalmes a nivel de piso son reubicados en los 2/3 centrales de la altura de la columna. La finalidad es facilitar las inflexiones hacia el centro de la luz, dado que los momentos sísmicos (consecuencia de fuerzas cortantes en los extremos) tienden a ser nulos a media altura. Teóricamente, esto restringe la aparición de articulaciones plásticas cercanas a los nodos.
Arranque de ligaduras: Inician a solo 5 cm desde la cara del nodo.
Zona Confinada (extremos hasta 1/3 de la altura): Se mantiene una separación constante calculada como el menor valor entre:
1/4 de la menor longitud de sección.
8 veces el diámetro de la barra principal (Norma 1985) o 6 veces el diámetro (Norma 2006).
24 veces el diámetro de la ligadura.
En cualquier caso, la separación debe ser menor a 10 cm.
Zona Central (los 2/3 centrales): Pasa a una mayor separación, calculada según el menor de estos criterios:
1/2 de la menor longitud de sección.
16 veces el menor diámetro de la barra principal.
48 veces el diámetro de la ligadura.
La separación nunca debe ser menor a 30 cm.
Tabla 1 Restricciones relativas a separaciones de ligaduras según normas 1753 años 1987 y 2006.
Queda claro que desde el punto de vista del diseño estructural la respuesta de las edificaciones frente a movimientos sísmicos estuvieron sustentadas en principios distintos que pasaron a ser más conservadores en la norma 1753 de 1985 y de mayor exigencia en 2006.
Entonces, a partir de mediados de los 80 normativamente los edificios debían cumplir con varias condiciones en edificaciones ND 3 en localizaciones con alta sismicidad, para asegurar incursiones de la estructura en el rango inelástico absorbiendo y disipando energía al fisurar y agrietarse la mampostería, para pasar con afectaciones en vigas, que en casos extremos debían fallar antes que las columnas prefiriéndose daños a flexión que a cortante.
Tómese en cuenta que las deflexiones máximas del último nivel según el amortiguamiento y factor de reducción de respuesta R, debían en casos extremos generar articulaciones en las vigas como es mostrado en la imagen clásica de textos a la izquierda de la figura 3. De no ocurrir estos daños en vigas se pudiera llegar a la condición no deseada de articulaciones en columnas (imagen derecha); situación peligrosa por las consecuencias no deseadas.
Figura 3: Idealización de respuesta estructural deseada (izquierda) y no deseada (derecha)
Claro está que la deflexión real de la estructura dependerá de la altura, como de su configuración en elevación y en planta; unido a la sección de vigas como columnas, tipo de losas y orientación de ejes; además de otras variables asociadas a la arquitectura relacionadas con sencillez, rigideces de secciones, redundancia y orientación de columnas en planta; estas características aportan condiciones para lograr un comportamiento conveniente, o sea que la estructura cuente con la capacidad y ductilidad necesaria para incursionar en deformaciones inelásticas sin llegar a las articulaciones en columnas con el objetivo de no afectar la estabilidad y resistencia estructural.
Cabe destacar que la ductilidad general dependerá de distintos aspectos, pero en especial de la rigidez en columna, acero longitudinal y transversal (ligaduras), confinamiento en nodos, etc. En el caso de oscilaciones por el movimiento vibratorio se desarrollarán de manera alterna las mayores tensiones a tracción y compresión en estos miembros, en especial aquellos alejados del centro de la configuración en planta. Entonces, si las tensiones axiales a compresión pasaran a ser extraordinarias por la excesiva magnitud de aceleraciones, debido especialmente a la componente vertical inducida, las fuerzas actuando en prácticamente la totalidad de miembros verticales y en especial los de primeras plantas resultarán imposibles de resistir colapsando por impacto a compresión extraordinario; casos cuando se hace indispensable que las ligaduras confinen convenientemente las columnas de manera que el concreto estallado se mantenga confinado pero además pueda ser controlado el pandeo de los tramos longitudinales de aceros en estas secciones.
Colapsos estructurales
En gran parte de los edificios colapsados resalta el impacto instantáneo a corte en columnas del primer nivel que carecieron de capacidad y rigidez necesarias; consecuentemente la estructura en su totalidad pasó de manera inmediata a colapso de volcamiento donde una fracción de columnas en algún extremo fallaron por tensiones de tracción. En otros casos, cuando el grupo de columnas no tuvo capacidad de resistir la carga a compresión consecuencia de la aceleración vertical; en otras palabras, varias columnas cercanas y/o en la misma línea vertical presentaron similar incapacidad a compresión y el concreto fracturado en ellas no quedó confinado al estallar, el colapso vertical resultó inevitable y consecuentemente no se presentó le volcamiento.
Muchos sectores afectados en La Guaira cuentan con edificios aporticados de diferentes geometrías de planta y de elevación; sin embargo como ha sido indicado al inicio este artículo está centrado en plantas rectangulares y elevaciones relativamente sencillas debido a que al menos en el ámbito teórico son las formas que cuentan con mejores respuestas; aunque también presentaron colapsos en serie (volcamiento inmediato en alto porcentaje). Respecto a este tipo de estructuras sencillas en la geometría, las que más daños por colapsos tuvieron, contaban con alturas en función de números de pisos ubicadas entre (8 - 15) niveles; mientras edificios con mayor número de pisos o aquellos no tan cercanos a las zonas de desastre mostraron daños de distinta gravedad sin colapso en columnas, vigas, losas y mampostería hasta los niveles 8 y 12 principalmente.
De manera gráfica la imagen izquierda de la figura 4 presenta de forma sencilla el caso de volcamiento completo y en la derecha caso de desplomes en vertical por fallas de columnas inferiores pero con sección superior de estructura relativamente estable pero desplomada (volcamiento parcial).
Figura 4: Colapsos típicos con volamiento de estructuras con planta rectangular y elevación sencilla.
Cuando un alto porcentaje de columnas tanto en sección de planta como en elevación carecía de capacidad resistente para absorber la fuerza axial a compresión, en lugar de volcamiento se presentó el colapso vertical absoluto o desplome como refleja la imagen izquierda de figura 5. Pero también se presentan casos donde muy probablemente por razones constructivas quedó algún plano potencial de falla en un determinado entrepiso, donde sus columnas al resultar afectadas por el colapso motivaron el desplome de la estructura por encima, haciendo que el entrepiso afectado desaparezca como queda reflejado en la imagen derecha de la figura 5.
Figura 5: Colapso vertical debido a columnas sin capacidad de soportar carga sísmica a compresión axial.
Durante las evaluaciones en sitio pudo ser constatado en los tipos de fallas expuestos en las figuras 4 y 5 que se trataban de edificios sin niveles de sótano; ahora bien, en la medida que se avanzó en el peritaje de las edificaciones; pudieron ser detallados los casos de edificios con niveles inferiores a planta baja que también colapsaron y consecuentemente fueron observados en estos casos como los descritos. La figura 6 ejemplariza a la izquierda casos de desplome, en el centro volcamientos con desplome parcial vertical y el colapso parcial de un nivel superior según representa la imagen derecha.
Destacó durante las evaluaciones realizadas en edificios con sótanos que en muy escaso porcentaje se presentaban daños en las columnas de los niveles inferiores a planta baja; contando generalmente con fracturas en losas del techo primer e incluso segundos sótanos en sus vigas y losas correspondientes a su techo (nivel superior), consecuencias del impacto de las masas recibidas pero con muy escasas afectaciones en las columnas de estos niveles inferiores. La figura 6 describe de manera simplificada los tres (03) casos típicos descritos. Izquierda volcamiento, central desplome vertical y derecha pérdida de entrepiso superior por caída vertical. 9 La misma figura 6 deja claro que estos niveles sótano estaban ubicados debajo de la cota del terreno.
Figura 6: Colapsos en estructuras con niveles de sótanos bajo el nivel del suelo.
Estas descripciones de colapsos contenidas en la figura 6 confirman fundamentos descritos en muchos textos y desde luego contenidos normativos; al fin y al cabo las fuerzas sísmicas actuantes generalmente tienen importancia a partir del primer nivel sobre el terreno; en otras palabras, debajo del nivel suelo las fuerzas horizontales son prácticamente muy bajas y los problemas en daños graves de fundaciones superficiales estarían asociados a licuación o licuefacción del suelo.
Obviando por ahora el tipo de fundaciones, las razones primarias del por qué las columnas en niveles sótano no han resultado afectadas, primera instancia pudiera ser justificada entre tantas razones por:
Presencia de un muro perimetral, al menos en tres (03) caras
La cota del terreno coincide con nivel planta baja. El suelo confina el nivel sótano a través del muro perimetral
Las secciones de sótano suelen contar con un área más amplia y consecuentemente mayor redundancia en columnas.
Las dimensiones de columnas en niveles sótanos son mayores que en planta baja.
Ahora bien, el abanico de colapsos presentes en el Estado La Guaira es tan amplio que también se encuentran edificios colapsados con los niveles sótanos para estacionamiento ubicados sobre el nivel del terreno, que al igual que los descritos, presentaron la situación de bajo porcentaje o nulo colapso de columnas en plantas inferiores; en consecuencia, aunque sea redundante se incluyen las imágenes de estas situación en la figura 7 siguiendo el orden izquierda volcamiento, imagen central desplome vertical e imagen derecha pérdida de entrepiso superior por caída de entrepiso.
Figura 7: Colapsos en estructuras con niveles de sótanos sobre el nivel del suelo.
Estos casos reflejados en la figura 7, ubicados en zonas planas sin taludes cercanos, al igual que los de las figuras 6 coinciden principalmente en el confinamiento desarrollado por el muro perimetral.
Resistencias Concreto, Cedencias Aceros. Edificios La Guaira
Han sido determinadas resistencias de concreto mediante extracciones de núcleos y estudio esclerométrico sobre columnas y /o vigas en un porcentaje de edificaciones colapsadas e incluso no colapsadas; la data puede ser observada en la tabla 2 donde se incluye información de niveles, condición y período de construcción.
Cabe destacar que se tratan de cifras que ofrecen una primera idea de aspectos relativos a resistencias; en la medida que se continúen avanzando con los estudios es muy posible que algunos promedios puedan cambiar.
Tabla 2 Resistencias Promedio del Concreto Obtenidas y Época Probable de Construcción
En lo referente a resistencias para los años 60 se cuenta con un promedio en resistencia de 208 kgf/cm2 con valor menor 190 kgf/cm2 pasando entre los 70 y 90 a 230 kgf/cm2 (mínimo 220 kgf/cm2). El período 1990 - 2000 presenta una media de 260 kgf/cm2 (mínimo 240 kgf/cm2) pasando a 265 kgf/cm2 entre 2000 - 2010 con mínimo 260 kgf/cm2 y para el lapso 2010 – 2020 270 kgf/cm2 con valor mínimo 250 kgf/cm2.
Con relación al acero a la fecha las muestras ensayadas; una (01) de un edificio colapsado de los años 60 con cedencia 2200 kgf/cm2 y tres (03) piezas correspondientes al período 2010 – 2020 cedencia media 4200 kgf/cm2. En edificios colapsados de períodos 1990 - 2020 ha sido posible observar en sus aceros la rótula del fabricante correspondiente a aceros S60 (fy 4200 kgf/cm2).
Consecuentemente en lo referente a las características de los materiales (Concreto - Acero); en principio, hasta el momento actual y con base en los ensayos realizados, están dentro de valores normativos; aunque no necesariamente significa que cumplen, pues se hace necesario conocer el contenido del Diseño Estructural o Cálculo Estructural para saber acerca de las premisas e hipótesis aplicadas por el proyectista; material, por cierto, difícil de ubicar.
Detalles relacionados con errores en ejecución
Uno de los aspectos que han destacado en las evaluaciones realizadas sobre las estructuras afectadas en el estado, es que las edificaciones construidas antes de los años ochenta de manera general cumplen con las prescripciones normativas verificables, en especial las separaciones de ligaduras en columnas, cierres o ganchos a 90º y empalmes por solape que arrancan a la cota del piso. Consecuentemente, en lo relativo a la construcción pareciera que en esos años el control de ejecución era correcto; aunque se debe tener claro que las disposiciones de acero en los miembros resultaba holgada y más sencilla de ejecutar; consecuentemente con menos complicación al ser supervisadas en etapas de construcción.
Por otra parte, la verificación de la calidad en lo referente a distintos detalles constructivos a partir de 1980, considerado en 44 edificios con daños graves incluyendo colapsados, permite adelantar visiones en lo que se refiere a la ejecución y supervisión de la construcción (residencia e inspección) por el la cantidad de detalles incumplidos. La tabla 3 contiene resultados en variables importantes del detallado a cumplir según el año de construcción.
Tabla 3 Cumplimiento de Variables Críticas de Detallado Estructural en Muestra de Edificios (N=44)
Resalta en la data de la tabla 3 que al menos 30 edificios construidos a partir de 1990 debieron cumplir con detalles no considerados en las normas de años anteriores. Se ha determinado que un 43% de los edificios evaluados no cumplieron con la separación de ligaduras 1/3 de altura en los extremos de columnas, mientras que un 57% tampoco cumplió separación mínima de ligaduras en la zona central. En lo que respecta al doblez en ganchos a 135º para los cierres en los extremos de las ligaduras, el 93% no los cumplió, y la presencia de ligaduras en los nodos fue incumplida también en un 93% de estas construcciones; con el detalle extraño de las que cumplieron con ligaduras en nodo presentan errores en su ejecución. Adicionalmente, el 95% de los casos estudiados cuenta con exceso de barras en la zona de empalmes de vigas (sección inferior por lo general) y/o columnas (tramo central), condición que afecta la adherencia con el concreto disminuyendo la sección efectiva de estos elementos estructurales colapsados.
Para complementar lo expuesto la figura 8 contiene tres (03) fotografías con detalles inadecuados en igual número de edificios. Izquierda gancho 90º con separación excesiva entre ligaduras, exceso de barras longitudinales con diámetro 25,4 mm (1”) con pérdida de adherencia. Centro ligaduras en nodo mal distribuidas, se aprecia también junta vertical entre vigas. Derecha ligaduras con gancho 90º, exceso de acero longitudinal debido a empalme en columnas a nivel piso.
Figura 8: Daños graves en tres (03) columnas de tres (03) estructuras, asociadas a inadecuada supervisión.
Los daños mostrados en la figura anterior debieron ser corregidos durante la etapa de ejecución; al respecto, uno de los graves errores como ha sido expuesto, es empalmar todas las barras longitudinales de las columnas en cada entrepiso (imágenes izquierda y derecha de figura 8); esta situación por ningún concepto recomendable, genera zonas vulnerables en potencia debido a que en la mayoría de casos los aceros en grupos afectarán la respuesta del concreto al haber impedido desde la construcción confinarlos e incluso rellenar el espacio entre las barras. Las imágenes de la figura 9, tomada del I er Congreso Internacional y Jornadas Venezolanas Sobre Inspección de Obras celebrado entre el 8 y 16 de junio de 2016; destacan la situación donde a imagen izquierda presenta el resultado del empalme por solape y a la derecha, la zona interna de barreras donde el concreto en estado semi fluido no podrá acceder independientemente del tamaño máximo del agregado. Obviamente se ha generado una sección de alta vulnerabilidad en la columna.
Figura 9: Efecto de empalme en entrepiso cuando se incluyen todas las barras solapadas.
Figura 10: Zona de solape en columna con exceso de acero y pérdida del concreto fracturado.
Figura 11: Fotografía de tuberías que atraviesan vigas. Condición generalizada.
La situación descrita se encuentra contemplada en las normas COVENIN 1753, con restricciones precisas de diámetros máximos y ubicación de zonas de pases en vigas; pero suele ser obviada dado que en mayoría de los casos de edificaciones residenciales, las tuberías de servicio se encuentran localizadas a lo interno de las losas atravesando secciones de vigas de manera inadecuada. Una razón que motiva esta situación es que un alto porcentaje de edificios de carácter residencial son diseñados basados en la coordinación exclusiva entre arquitecto e ingeniero estructural; quedando otras disciplinas para etapas posteriores donde los pases de tuberías de servicios suelen ser establecidos con planos de arquitectura.
Debilidades en nodos y otros detalles
Tanto en edificios no colapsados como colapsados, los nodos no cumplen con las especificaciones indicadas en proyectos, dado que formalmente los planos contienen las referencias normativas del detallado. La figura 12 contiene en la imagen izquierda un (01) nodo en esquina de fachada mientras a su derecha y la imagen del mismo edificio con (01) nodo en zona central de fachada. Las ligaduras en estos nodos (como en el resto de juntas del edificio) no están correctamente distribuidas.
Figura 12: Fotografías con errores en reforzamiento transversal de nodos
Obviamente el par de imágenes incluidas en la figura 12 permiten visualizar que las ligaduras en los nodos se encuentran inadecuadamente separadas (imagen izquierda y derecha). Pero también considerar otros detalles de incorrecta ejecución e incluso de diseño estructural débil; por ejemplo es posible detallar en ambas imágenes que las secciones en vigas (altura) cuentan con mayor rigidez que sus columnas; por otra parte la forma de rotura o corte visible en la base de la columna superior de la imagen izquierda refleja la presencia de juntas fría entre superficie de viga y base de columna, situación derivada de falta de limpieza correcta e encofrados previo al vaciado, incluso superficie de contacto lisa en la viga a nivel de nodo y/o falta de puente de adherencia necesario por el tiempo entre vaciados. También destaca en ambas imágenes de la figura el espesor en recubrimiento, que resulta excesivo aunque justificado teóricamente y normativamente por el ambiente costero.
A continuación la figura 13 contiene un caso típico también relativo a debilidades inadecuadas en nodos por razones de espacio volumétrico, que en esta oportunidad posiblemente responda al Diseño Estructural consecuencia posible de exigencias arquitectónicas o inexperiencia del Proyectista Estructural. Obsérvese en la figura 12 que la sección volumétrica del nodo resulta insuficiente al tratarse, en este caso, de una sección determinada por columnas circulares y vigas rectangulares; cuyas secciones o caras externas vistas en planta llegan tangente al ras del perímetro de la columnas.
Figura 13: Caso típico de nodo inadecuadamente diseñado a nivel de Proyecto Estructural.
Obviamente lo mostrado delata falta de supervisión por la inexistencia de ligaduras y las posiciones de los aceros. Este caso específico corresponde a una estructura de 17 niveles con planta rectangular, localizado en zona donde no se presentaron colapsos pero sí fuertes afectaciones estructurales en edificios con más de 8 niveles.
Consecuentemente las debilidades en reforzamiento transversal de nodos unido a insuficiencia en espacio para recibir barras de las vigas que convergen en él; además de otros detalles expuestos relativos a ejecución e incluso proyecto, constituyen situaciones que debilitan o debilitarán las respuestas adecuadas a las condiciones de sismicidad consideradas en la norma.
La corrosión daño generalizado
Entre los aspectos evaluados en edificios colapsados y no colapsados, ha sido detectado que todos presentan corrosión en sus aceros. En los cercanos a la línea costera como consecuencia de contaminación ambiental por cloruros; sin embargo, la totalidad de edificios visitados colapsados o no, presentan alto nivel de afectación por carbonatación en niveles sótanos y plantas bajas; con la consecuente corrosión de acero y pérdida del recubrimiento al menos en estos niveles.
Los estudios realizados sobre estructuras lejanas a la zona costera demostraron también afectación por carbonatación con delaminación y corrosión del acero. En términos generales esta situación que se encuentra más relacionada con el deterioro de vida útil, humedad y falta de mantenimiento, ha sido detectada en el 100% de los edificios visitados en La Guaira (e incluso Caracas) independiente de su condición post sismo.
Entonces resultará obvio muchos edificios afectados independiente del estatus en colapso, muestran secciones completas en vigas y/o columnas con corrosión incluso extrema; como puede ser observado en las imágenes de la figura 13 donde un par de edificios ubicados en zonas distintas y con daños graves estructurales, presentan secciones completas de afectación por corrosión.
La imagen izquierda de la figura 14 resalta además por la separación constante de ligaduras a distancia media 25 cm, espesor de recubrimiento excesivo y mínima cantidad de acero longitudinal; por otra parte la imagen derecha destaca también el caso de separación constante en ligaduras a distancia media 12 cm. En ambos casos la afectación por corrosión es de muy vieja data.
Figura 14: Casos de corrosión a la vista en aceros de columnas
Consecuentemente la corrosión derivada de la carbonatación forma parte de una problemática generalizada en la totalidad del país al igual que la derivada de ambientes marinos propios en el Estado La Guaira.
Es costumbre que este tipo de daño sea manejado en primera instancia con los recubrimientos, pero queda claro que exceso de recubrimiento no es la barrera adecuada; aspectos más asociados a la calidad de mezclas de concreto y su permeabilidad también deben ser considerados a nivel de proyecto y desde luego en las etapas posteriores, ya habitados los edificios, se hace indispensable el mantenimiento adecuado a tiempo. La carbonatación en algún momento de la vida útil de la edificación terminará afectando la condición despasivada del acero si no han sido tomadas las medidas correctas.
9. DOS (02) CASOS TÍPICOS DE EDIFICIOS AFECTADOS GRAVEMENTE SIN COLAPSO
Con el objeto de ampliar información se incluyen dos (02) casos interesantes con respuestas no esperadas ante el sismo; en el primero un (01) edificio con planta baja libre sin colapso por columnas y vigas rígidas correctamente distribuidas. El segundo, se trata de otro edificio ubicado en un sector donde no hubo colapsos, pero con daños graves en columnas.
9.1 - Edificio 10 niveles con planta baja débil (década 70)
Edificio de configuración en planta rectangular y con planta baja débil; situación que como ha sido descrito constituye un detonante definitivo para una cantidad alta de edificios colapsados; si bien es cierto que la estructura presentaba condición (planta baja débil) y un alto porcentaje resultaron gravemente afectadas, algunas como este caso, no llegaron a colapsar a pesar de contar con 10 niveles sobre la planta baja.
Destaca en su diseño columnas con la rigidez necesaria al ser robustas y efectivamente las de fachada en los extremos presentaron daños graves. Las fotografías en la figura 15 que sigue muestra la condición post sismos.
Figura 15: Caso edificio con afectación grave no colapsado de planta baja libre con columnas de sección adecuada.
9.2 - Edificio 16 niveles (incluyendo planta baja) más 3 sótanos. Año 2016
Configuración planta rectangular con apéndices. Columnas desde planta baja con secciones mínimas; en especial las perimetrales donde las vigas cuentan con más rigidez que columnas. En sótano las secciones son sustancialmente mayores.
Detalles resaltantes:
Separación entre ligaduras cerca de nodos mayor a 20 cm.
Ganchos 90º.
Empalmes de acero longitudinal fuera de la sección normativa.
Todos los aceros solapados en mismo nivel.
Figura 16: Caso edificio con debilidades en ejecución. Grave con colapsos a niveles intermedios.
El par de figuras destaca situaciones de realidades y localizaciones distintas con daños muy graves ambos. En este sentido, lo conservador de secciones columnas y vigas observables en una planta baja definida como débil del primero (figura 15) localizado en sector con alto número de edificios colapsados y por la otra la edificación (figura 16) con errores citados a lo largo de esta lectura, incluyendo secciones de columnas de niveles superiores a planta baja deficientes y ubicado en zona con afectaciones fuertes en edificios pero no colapsados; representan casos que terminaron cumpliendo un detalle esencial de toda normativa sismorresistente: Las estructuras no deben colapsar.
10. CONCLUSIONES
Los aspectos expuestos resaltan faltas en supervisión y consecuentemente el bajo nivel del control de calidad durante la etapa de construcción; responsabilidades que en especial recaen sobre ingenieros residentes e inspectores. También señalan que se existen casos de daños derivados de debilidades en el diseño estructural; pero debe quedar claro que los colapsos sucedidos el 24 de junio 2026 respondieron a terremoto(s) atípico y consecuentemente la destrucción lograda respondió a una acción de la naturaleza para la que no se estaba preparado.
Adicional a las faltas en las actividades de los ingenieros residentes e inspectores, también debe ser considerado que en el Estado La Guaira como a lo largo de la geografía nacional y en especial Caracas, cuenta con edificios residenciales y de oficinas construidos desde la década de los 50 del siglo pasado y consecuentemente, en algunos casos, débiles también frente a eventos sísmicos en magnitud e intensidad no considerados en las normas de su momento.
Al respecto las investigaciones relativas a los motivos de los colapsos, llevadas a cabo por entes oficiales como por universidades e incluso organizaciones foráneas (incluidas universidades) llevarán un tiempo y determinarán cambios que mejorarán las respuestas de las próximas edificaciones desde muchos puntos de vista, más allá de las fronteras.
Al enfocarse en los temas tratados en este escrito, se hace necesario reflexionar sobre distintos y variados aspectos, desde conceptos teóricos y normativos hasta realidades en lo relativo a la experiencia y conocimiento de quienes cumplen las funciones supervisoras.
Normativamente las fallas en colapsos estudiados llevan a pensar en puntos como pudiera ser:
La realidad del factor de reducción de Respuesta R (normas sismorresistentes): En lo particular si se justifica un valor máximo para estructuras ubicadas en zonas con alta sismicidad o visto desde otra óptica si valdrá la pena permitir nivel tan alto de incursión en el área inelástica para estas localizaciones; claro está que la microzonificación actualizada puede justificar estos parámetros.
Secciones de columnas: Contemplar mayores rigideces de columnas en planta de primeros niveles e inferiores; controlar la disminución de secciones en columnas con la altura. En otras palabras secciones mayores en columnas pudieran ser una alternativa que mejoraría las respuestas de los edificios.
Vigas planas: Adicional también la prohibición de vigas planas en zonas de alta sismicidad. Los aspectos relativos a rigideces, entre otros, quedan bajo prescripciones normativas y decisiones del proyectista soportados en un concepto de economía en costos que quizá debería ser evaluado.
Empalmes por solape: El detalle de los empalmes por solape de barras de una misma columna debe contemplar que en el mismo entrepiso no deben ser empalmadas todas las barras longitudinales de la columna; en otras palabras, la costumbre del constructor de cortar las piezas para que vayan de entrepiso a entrepiso debe ser prohibida y ser exigido que los planos contengan los detalles de empalmes de acero de cada columna a lo largo de toda la altura del edificio.
Por otra parte, el constructor debería cuidar que sus edificios cuenten con los mejores proyectos y las mejores ejecuciones. Desde luego existen y han existido en el país empresas de este nivel.
Las universidades también deben reflexionar porque hay una duda que queda con tantas estructuras jóvenes afectadas. ¿Será posible que se imponga más importancia a los aspectos teóricos de manera que al entrar a la realidad profesional, el nuevo ingeniero solo cuente con conceptos; dándole solo importancia a lo que se le indique que haga obviando lo que debe hacer?.
Otro punto a reflexionar es que hasta 1967 los Diseños Estructurales eran revisados en las ingenierías municipales por profesionales expertos y de reconocida trayectoria. Durante la construcción también ingenieros muy bien formados se dedicaban a verificar el cumplimiento de las indicaciones de los planos en las construcciones. Dado que retomar estas formas de control no será sencillo en la actualidad, sería prudente considerar la posibilidad, normal en otros países, que profesionales no empleados directos o empresas de alto nivel, sean contratados por los entes regionales para llevar a cabo seguimiento a las construcciones.
Resumiendo, las lecciones consecuencia de este evento(s) tan destructor, obligan a cambios sustanciales en varios y diferentes aspectos que deberán ser dirigidos por el Estado en sus distintos niveles, las Academias, los Centros Profesionales y Gremios principalmente.
En lo que se refiere a la calidad de ejecución, los errores presentes en las estructuras resultan de falta de inspección y/o residencia; posiblemente explicado en las funciones claves asignadas a ingenieros con inexperiencia. Pero debe también resaltarse que el país cuenta con profesionales del nivel y conocimiento de experiencia.
Consecuentemente este terremoto desafortunado por lo avasallante de la acción y sus consecuencias en el Estado la Guaira, será sin lugar a dudas una oportunidad de enseñanza a nivel mundial.
REFERENCIAS
Academia de Ciencias Físicas Matemáticas y Naturales (1997). Diseño Sismorresistente. Especificaciones y Criterios empleados en Venezuela. Coordinación: José Grases G.
Dowrick, D. J. (1984). Diseño de estructuras resistentes a sismos para ingenieros y arquitectos. Editorial Limusa.
Academia Nacional de la Ingeniería y el Hábitat (2017). El terremoto de Caracas de 1967: 50 años después. Coordinación: Genatios C. La Fuente, M. Cilento, A. Ediciones CITECI.
Green, N. (1978). Earthquake Resistant. Building Design and Construction. Litton Educational Publishing, Inc.
Newmark, N. (1979). Introducción a la Ingeniería Sismorresistente. UCV. Escuela Ing. Civil. Compilación Joaquín Marín.
Comisión Venezolana de Normas Industriales. (1982). Edificaciones antisísmicas (Norma COVENIN 1756-82). Ministerio de Fomento.
Comisión Venezolana de Normas Industriales. (1985). Estructuras de concreto armado para edificaciones: Análisis y diseño (Norma COVENIN 1753-85). Ministerio de Fomento.
Comisión Venezolana de Normas Industriales. (2019). Edificaciones sismorresistentes (Norma COVENIN 1756:2019). Fondonorma.
Congreso Internacional y Jornadas Venezolanas Sobre Inspección de Obras. (2016). Memorias del I Congreso Internacional y Jornadas Venezolanas Sobre Inspección de Obras. Universidad Central de Venezuela.
Comentarios