REPARACIÓN DE LA TRIBUNA OESTE DEL ESTADIO DEL CLUB ATLÉTICO NEWELL´S OLD BOYS
ASOCIACIÓN DE INGENIEROS ESTRUCTURALES
ESTUDIO ANALÍTICO Y EXPERIMENTAL DE LA RELAJACIÓN DEL ACERO DE PRETENSADO
LOS VALORES DEL INGENIERO Y EL PERFIL DEL PROFESIONAL DE LA INGENIERÍA
AÑO 26 / DICIEMBRE 2021 / EDICIÓN 70 / EDICIÓN DIGITAL POR EMERGENCIA SANITARIA
SUMARIO
8
Reparación de la tribuna oeste del Estadio del Club Atlético Newell´s Old Boys
38
44 28 |4|
Estudio analítico y experimental de la relajación del acero de pretensado
52
Los valores del ingeniero y el perfil del profesional de la ingeniería
Una revisión sobre las juntas de dilatación en edificios de hormigón armado
Diseño sísmico de edificios de 6 a 14 pisos con pórticos o tabiques según ACI 318 (2019)
EDITORIAL
«FUE EL TIEMPO QUE PASASTE CON TU ROSA LO QUE LA HIZO TAN IMPORTANTE» El Principito Antoine De Saint-Exupery
Culmina 2021, y con ello, terminan dos años de una gestión especial;
lo que constituye una deuda forzada, pendiente de reactivación, ya
especial como todo lo que nos ha sucedido durante este bienio, con-
iniciada con la reciente cena de camaradería que disfrutamos en el
dicionado por el antipático virus que ha cambiado nuestras vidas. Ha
mes de noviembre.
sido un desafío, el cual creo, hemos superado exitosamente como institución. Para ello, ha resultado fundamental la capacidad de adapta-
Culmina 2021, y con ello, AIE renueva sus autoridades. Además de
ción de quienes formamos AIE, desde los socios de la Comisión
varios proyectos y tareas en ejecución, le legamos el dilema que las
Directiva, de quienes integran las diversas comisiones de trabajo o de
circunstancias les imponen, recuperar la normalidad prepandemia o
los socios, siempre dispuestos a colaborar cada vez que se los con-
adoptar lo impuesto por la transitoria situación forzada. Seguramente
voca, continuando con nuestro personal, el cual supo responder a la
la respuesta no será absoluta, deberán analizar y tomar decisiones para
modificación de procedimientos y rutinas probadas con la buena dis-
recuperar lo bueno de cada realidad y descartar aquello no construc-
posición que lo caracteriza, sin olvidar a los colaboradores externos
tivo para la nueva normalidad. Les deseamos la mejor de las suertes
que nos apuntalan, asesoran y complementan desde hace años.
y lucidez para decidir. Recuerdo la cita de Charles Darwin realizada un año atrás en este espacio: “No sobrevive el más fuerte de la especie,
AIE es un mecanismo eficiente, versátil y bien aceitado construido
ni el más inteligente, sino el que mejor reacciona ante el cambio.”
por muchos actores. A todas ellos mi reconocimiento. No puedo dejar de agradecer el honor que me han otorgado al confiarme esta función
Arribamos a un momento del año que sentimos como de renovación,
que finalizo, a la luz de la alta consideración en que tengo a quienes
caracterizado por la manifestación de nuestros afectos, que tradicio-
me han precedido en ella. Lamento si alguien considerara que ha sido
nalmente es para muchos la mejor ocasión para reunirnos, o al menos,
una gestión deslucida y pido su benevolencia, amparado en las limi-
comunicarnos con nuestros seres queridos, a quienes no les resulta
tantes circunstancias.
ajena esta institución por dedicarle mucho de nuestro tiempo y esfuerzo, reconfortados por el espíritu de camaradería. Convencidos de
Organizamos con éxito las primeras Jornadas AIE virtuales, repro-
ello, es que les deseamos excelentes fiestas y un próspero año 2022,
gramadas por necesidad; aumentamos la cantidad y diversidad de
a cada uno de los socios, a nuestra asociación y como no podríamos
ofertas de capacitación y actualización profesional, poniéndolas al al-
omitir, también a nuestro país. Hago votos para que complementemos
cance de mucho más público; editamos la revista IE con la periodici-
la laboriosidad y tesón que nos caracteriza, con el desinteresado es-
dad y calidad que la caracterizan desde hace años, ahora distribuida
píritu de participación y liderazgo que nuestra sociedad necesita.
en forma virtual; compensamos las bajas de socios por fuerza mayor, con más y nuevos socios; establecimos nuevos vínculos con asociaciones de profesionales nacionales y del exterior; incrementamos la participación de socios del interior de nuestro país en todos los niveles; todo esto con un resultado económico satisfactorio que nos per-
Ing. Andrés Malvar Perrin
mitió encarar la renovación de nuestro sitio web y de las oficinas de
Presidente saliente de la Asociación de Ingenieros Estructurales
la AIE. Entendemos que el aspecto social ha estado en hibernación,
presidente@aiearg.com.ar
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Publicación de la Asociación de Ingenieros Estructurales para la información y divulgación de temas científicos y técnicos Edición digital 70 ISSN 16671511 / AÑO 26 / Diciembre de 2021
COMISIÓN DIRECTIVA DE LA AIE PRESIDENTE: Ing. Pablo L. Dieguez SECRETARIO: Ing. Martin Polimeni TESORERO: Ing. Mario Chiesa VOCALES TITULARES: Ing. Rafael García Tornadú Ing. Juan Cura Ing. Hugo Chevez Ing. Mario De Bortoli VOCALES SUPLENTES: Ing. José Antonio Rueda Ing. Juan José Andrada REVISORES DE CUENTAS: Ing. Oscar Bruno Ing. Javier Fazio SECRETARÍA Vilma Fernández Pozzi Lic. María Laura Rivas Díaz Sandra Orrego REVISTA IE COMITÉ EDITORIAL
Director: Rogelio D. Percivati Franco Inga. Laura Cacciante Ing. Marcos De Virgiliis Ing. Carlos Gustavo Gauna
Prohibida la reproducción total o parcial de textos, fotos, planos o dibujos sin la autorización expresa del Editor. Los artículos firmados son de exclusiva responsabilidad de sus autores o de las firmas que facilitan la información y no reflejan necesariamente la opinión de la AIE.
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PRODUCCIÓN EDITORIAL
CONTÉCNICOS Contenidos Técnicos Arq. Gustavo Di Costa EDITOR RESPONSABLE
ASOCIACIÓN DE INGENIEROS ESTRUCTURALES Hipólito Yrigoyen 1144 1º, C1086AAT Ciudad Autónoma de Buenos Aires Tel/Fax: +54 (911) 4381-3452/5252-8838 Info09@aiearg.org.ar www.aiearg.org.ar
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ARGENTINA Bahía Blanca: Ing. Mario Roberto Minervino Córdoba: Dr. Ing. Carlos Prato El Calafate: Ing. Otto Manzolillo Mendoza: Mg. Ing. Carlos Llopiz Neuquén: Ing. Emanuel Gevara Rosario: Mg. Inga. Yolanda Galassi Santa Fe: Dr. Ing. Gustavo Balbastro Trelew: Ing. Hugo Juan Donini EXTERIOR Bolivia: Ing. Mario R. Terán Cortez (La Paz) Brasil: Dr. Ing. Paulo Helene (San Pablo), Ing. Silvio de Souza Lima (Río de Janeiro), Prof. Darío Lauro Klein (Porto Alegre) Colombia: Ing. Luis Enrique García (Bogotá), Prof. Harold Muñoz (Santa Fe de Bogotá) Chile: Ing. Rodolfo Saragoni Huerta (Santiago) China: Ing. Carlos F. Mora (Hong Kong) República Dominicana: Ing. Antonio José Guerra Sánchez Estados Unidos: Inga. María Grazia Bruschi (Nueva York) España: Ing. Jorge Alberto Cerezo, Prof. José Calavera Ruiz (Madrid), Dr. Antonio Aguado de Cea (Barcelona) Israel: Ing. Mario Jaichenco (Naharia) México: Dr. Ing. Pedro Castro Borges (Mérida, Yucatán), Ing. Daniel Dámazo Juárez (México DF) Paraguay: Ing. Angélica Inés Ayala Piola (Asunción) Portugal: Prof. Antonio Adao da Fonseca (Porto) Perú: Ing. Carlos Casabonne (Lima) Puerto Rico: Ing. José M. Izquierdo (San Juan) Uruguay: Ing. Gerardo Rodríguez (Montevideo) Venezuela: Inga. Gladis Troconis de Rincón (Zulia)
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Reparación de la tribuna oeste del Estadio del Club Atlético Newell´s Old Boys
Por la Ing. Civil Yolanda Rosana Galassi (1), el Ing. Civil Héctor Aguerreberry (2) y el Arq. Eduardo Bressan (3). (1) Ingeniera Civil desde 1996, egresada de la Facultad de Ciencias Exactas, Ingeniería y Agrimensura de la Universidad Nacional de Rosario. Directora de la Escuela de Ingeniería Civil de la Facultad de Ciencias Exactas, Ingeniería y Agrimensura de la Universidad Nacional de Rosario. Profesora Titular del Área de Mecánica Aplicada de la Escuela de Ingeniería Civil de la Facultad de Ciencias Exactas, Ingeniería y Agrimensura de la Universidad Nacional de Rosario. Profesora Titular del Área de Estructuras de la Escuela de Ingeniería Civil de la Facultad de Ciencias Exactas, Ingeniería y Agrimensura de la Universidad Nacional de Rosario. Máster en Mecánica de Suelos y Cimentaciones, CEDEX, junio 2006, Madrid, España, Beca AECI. Magister en Estructuras de la Universidad Nacional de Rosario (2005). (2) Ingeniero Civil egresado en el año 1987 de la Facultad de Ciencias Exactas, Ingeniería y Agrimensura de la Universidad Nacional de Rosario. Proyectista de Estructuras. Socio Fundador del Estudio de Arquitectura e Ingeniería Bressan-Aguerreberry, desde 1990 hasta la actualidad.
Este trabajo trata sobre la reparación de la Tribuna Oeste del Estadio del Club Atlético Newells´s Old Boys (NOB) de la ciudad de Rosario, denominada “Tata Martino”, compuesta por 35 pórticos de hormigón armado. La estructura, de casi 100 años de antigüedad, manifestaba fisuras a 45° en todas las vigas en cercanía de las columnas, por lo que fue clausurada para su uso a fines de 2014. El Club encargó un informe sobre el estado de la construcción al Instituto de Mecánica Aplicada y Estructuras de la Facultad de Ciencias Exactas, Ingeniería y Agrimensura de la Universidad Nacional de Rosario (FCEIA-UNR), el cual concluye que la armadura al esfuerzo de corte y a flexión en vigas es insuficiente al igual que las armaduras principales de las columnas exteriores. Posteriormente, el Club nos encargó el proyecto de reparación de la estructura, la cual se presenta en este trabajo. Dicha propuesta fue ejecutada entre los Torneos de Apertura y Clausura del Futbol Nacional, entre diciembre de 2014 y febrero de 2015.
(3) Arquitecto egresado en 1987 de la Facultad de Arquitectura, Planeamiento y Diseño de la Universidad Nacional de Rosario. Secretario de Infraestructura de la Universidad Nacional de Rosario desde 2019. Docente de la cátedra de Historia de la Arquitectura de
solicitaciones y el dimensionamiento de los refuerzos
la Facultad de Arquitectura, Planeamiento y Diseño
estructurales de la tribuna “Gerardo Tata Martino” del
de la Universidad Nacional de Rosario. Socio Funda-
estadio del Club Atlético Newells´s Old Boys de la
dor del Estudio de Arquitectura e Ingeniería Bressan-
ciudad de Rosario, la cual se destaca en color rojo en
Aguerreberry, desde 1990 hasta la actualidad.
|8|
El presente trabajo trata sobre el cálculo de acciones,
la Figura 1.
Figura 1 Planta General del Estadio de NOB
Figura 2 Vista aérea del estadio A la derecha se encuentra la tribuna a reparar
Según consta en el Informe realizado por el Instituto de Mecánica Aplicada y Estructuras de la Universidad Nacional de Rosario (Orden de Trabajo 00100015, fecha 03/01/2014) a pedido del Comitente (Club NOB), la estructura de la platea popularmente llamada “La Visera” (Figura 2), demandaba una intervención urgente, ya que según han investigado y auscultado, algunas partes estructurales de la misma
La obra tuvo sus particularidades ya que debajo de la
carecen de la armadura necesaria para el destino pre-
tribuna había diferentes destinos funcionales, desde
visto, y producto de ello, son las visibles fisuras en
sala de máquinas y bombas, bares, depósitos, en una
todas las vigas principales de los pórticos que la con-
época, un sector estaba destinado a pileta cubierta,
forman (Figura 3).
entre otros usos, previendo diferentes opciones de refuerzos de fundación según sea la accesibilidad.
Se auscultan las fundaciones, y se observa que están sub-dimensionadas en la columna central, según el es-
Se plantea una estructura de refuerzo, de hormigón ar-
tudio de suelos realizado, por lo tanto, se infiere que
mado, para descargar las partes estructurales en malas
posiblemente se dieron asentamientos importantes.
condiciones. Se dimensionan los refuerzos a los 39 pórticos de la estructura (Figuras 4 y 5).
El estadio fue clausurado por entes oficiales, por ello, debieron realizarse los arreglos entre diciembre de 2014 y febrero de 2015.
|9|
Figura 3 Pórticos donde se ven las fisuras pronunciadas a 45° sobre el apoyo central
Figura 4 Planta estructura de pórticos a reparar
La tribuna original data del año 1929. Se trata de un
xión entre un 20% y 30% menos de armadura), la C2
sistema de pórticos, donde cada uno de ellos se en-
también acusa un déficit de armadura vertical según
cuentra compuesto por 3 columnas, y una viga con-
consta en el informe mencionado (Figura 5). Según
tinua de 2 tramos, de inercia variable (Figura 5),
el informe, la calidad del hormigón es de un H20.
sobre la cual se asienta la losa de la tribuna con los escalones correspondientes.
Se decide reforzar la viga V1 y columnas C1 y C2. También corresponde reforzar las vigas de apeo, que
Sobre la primera columna, se apoya el soporte de la
son las vigas transversales capaces de vincular todos
losa que conforma “la visera”. Según el informe re-
los pórticos y recoger la carga de ellos, descargando
alizado por el IMAE, la estructura superior, losas,
sobre las columnas C1 y C2 la carga correspon-
vigas y tabiques que conforman la visera se encuen-
diente.
tra en buen estado general, por lo tanto, se prevé mantener esa estructura. La viga V2 y las columnas
|10|
Los pórticos están ubicados cada 3.50 m pero las co-
C1 y C3 se encuentran en buenas condiciones en ge-
lumnas cada 7 m, por ende, las vigas de apeo, o lon-
neral, mientras que la viga V1 y la columna C2 son
gitudinales, son las que llevan la carga de las vigas
las que presentan déficit de armaduras importante
intermedias a las columnas, y de allí la importancia
(en el caso de la V1 al corte, 5 veces menos, y a fle-
de reforzarlas.
Figura 5 Esquema de la estructura transversal y refuerzos propuestos
NORMAS Y REGLAMENTOS Reglamento CIRSOC 101-2005: Reglamento Argentino de Cargas Permanentes y Sobrecargas Mínimas de Diseño para Edificios y otras Estructuras. Reglamento CIRSOC 201-2005: "Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón". MATERIALES DE ESTRUCTURA DE REFUERZO
Figura 6. Corte losa
a) Hormigón Calidad H-25 f’c= 25 MPa b) Acero Tipo Nervurado Calidad ADN 420 fs= 420 MPa
IDEALIZACIÓN ESTRUCTURAL La estructura se modela mediante la utilización de software de elementos finitos, generando un modelo de barras. Se utilizan las características geométricas indicadas en los planos que aportó el Comitente. Se consideran dos combinaciones de estados de carga, donde intervienen el peso propio de la estructura y las sobrecargas de uso y mínimas gravitacionales. Se procesa la estructura con las dimensiones originales, y luego, con los refuerzos propuestos.
CARGAS Y SOBRECARGAS CONSIDERADAS Cargas gravitatorias, según CIRSOC 101-2005: Peso propio Tribuna (
= 25 KN/m3)
|11|
d1= ((0,93*0,40/2)+1,01*0,08) * 25 KN/m3= 6,67 KN/m2 En cada pórtico (separación entre pórticos: 3,15 m):
(1)
D1 = 6,67 KN/m2 * 3,15 m= 21 KN/m
(2)
Peso propio Alero D2 = 0,08m * 25 KN/m3 * 3,15 m= 6,3 KN/m
(3)
Peso Propio Balcón exterior D3 = 0,08m * 25 KN/m3 * 3,15 m= 6,3 KN/m
(4)
Peso propio de los elementos estructurales Lo evalúa el mismo programa a partir de las secciones geométricas introducidas. Sobrecargas gravitatorias, según CIRSOC 101-2005: Sobrecarga en Tribuna Coeficiente de impacto: 1,5 Sobrecarga en tribuna con asientos fijos: 3 KN/m2. En cada pórtico: L1= 3 KN/m2 * 1,5 * 3,15 m = 14,2 KN/m2
(5)
Sobrecarga en Alero Según Capítulo 4.9.1 CIRSOC Área tributaria At = 3,15m * 13,57m = 42,8 m2 R1= 1,2-0,01076* At/m2 = 0,74
(7)
(6)
p= 0,66m/13,57m * 100 = 4,86%
(8)
F= 0,12 p= 0,58
(9)
Pendiente en %
R2 = 1 lr = 0,96 KN/m2 * R1 * R2 = 0,71 KN/m2 Lr = lr * 3,15m= 2,24 KN/m
(10) (11)
Combinaciones de estados de carga Se obtienen resultados para las siguientes combinaciones de estados de carga: COMB1= 1,2 D + 1,6 L + 0,5 Lr
COMB2= 1,2 D + 1,6 Lr + 0,5 L SOLICITACIONES Y DIMENSIONAMIENTO Se procesa la estructura original, que verifica el déficit de armadura determinados por el IMAE.
|12|
(12) (13)
COMBINACIÓN 2
Normal
Momento
Corte Figura 7 Esfuerzos internos COMB2
Se proponen los siguientes refuerzos: Para la columna C1 de 35 x 35 y 6 m de altura, se adiciona una columna de 35 x 35, para la columna C2 de 30 x 30 y 3,80 m de altura, se agrega una columna de 30 x 50. A cada lado de la V1 se agrega una nueva viga de altura variable y de 18 cm de ancho. Las vigas de apeo se dimensionan para recibir las cargas de las nuevas V1, reemplazando las existentes. Se trascriben las Solicitaciones en estructura con nuevas secciones según refuerzos propuestos en columnas y Viga V1.
COMBINACIÓN 1
Normal
Figura 8 Esfuerzos internos COMB1
Momento
Corte
|13|
COMBINACIÓN 2
Normal Figura 9 Esfuerzos internos COMB2
Momento
Corte
DIMENSIONAMIENTO A FLEXO-COMPRESIÓN DE LOS REFUERZOS DE LA V1 (19)
A los laterales de la viga V1, se proyectan 2 vigas de b = 18 cm y copiando la altura de la viga existente. A continuación, se dimensionan las armaduras, según CIRSOC.
(20)
Momento nominal
(21) (14) (22)
Normal nominal
Armadura inferior: (15)
h = 1,05m; d = 0,18m; b = 1,00m fs= 420 MPa; f’c= 25 MPa De la COMB2
mensionamiento de las armaduras, según Reglamento
Mu= 1177 KNm; Nu = -73 KN Armadura superior:
CIRSOC 201-2005, donde:
h = 0,80; b = 0,18m; d = 0,75m
Seguidamente, se detallan los pasos a seguir para el di-
fs= 420 MPa; f’c= 25 MPa De la COMB1
Altura de la sección:
Mu = 344 KNm; Nu = -181 KN
Recubrimiento de armaduras: (16) (17) Tabla adimensional
|14|
(18)
Las solicitaciones se dividen por dos debido a que se proponen dos vigas, una a cada lado de la viga V1 existente. De esta manera, se reemplaza la estructura existente con las vigas nuevas.
Tabla 1 Armadura a Flexión Vigas refuerzo de V1
DIMENSIONAMIENTO A CORTE DE LAS VIGAS DE REFUERZOS A LA V1 Se dimensiona la armadura de estribos con el valor de esfuerzo de corte máximo a filo de columna (apoyo directo), Corte último COMB1: 420 KN (23) (24) (25) (26) (27)
Tabla 2 Armadura a Corte Vigas refuerzo de V1
DIMENSIONAMIENTO DE LAS VIGAS DE APEO Son las vigas que vinculan todos los pórticos, y al mismo tiempo, sobre ellas descansa un pórtico intermedio entre los que tienen columnas.
|15|
Normal
Momento
Corte
Para el dimensionamiento a flexión y corte, se toman las máximas solicitaciones, del lado de la seguridad, y se dimensionan las nuevas vigas de apeo, sin tener
Figura 10 Esfuerzos internos COMB2
en cuenta la posible colaboración de las existentes.
Tabla 3 Dimensionamiento a Flexo compresión de las Vigas de Apeo Tabla 4 Dimensionamiento a Corte de las Vigas de Apeo
|16|
VIGA DE APEO EXTERIOR
VIGA DE APEO INTERMEDIA
Figura 11 Armaduras Vigas de Apeo
REFUERZOS DE LA VIGA PRINCIPAL
Figura 12 Armaduras Vigas de Refuerzo V1
DIMENSIONAMIENTO DE LAS COLUMNAS DEL PÓRTICO Según las auscultaciones y verificaciones posteriores, la columna exterior se encuentra en buenas condicio-
La longitud efectiva le = k l es función de la rigidez
y en cada extremo de elemento compri-
nes de seguridad, y las observadas en malas condicio-
relativa
nes es la columna central del pórtico. Debido a la
mido, además de si el sistema es desplazable o indes-
solución adoptada, deben reforzarse ambas columnas,
plazable.
descargando especialmente la columna central y tomando casi un 70% de la carga, las nuevas columnas. Las solicitaciones en las columnas se extraen del modelo 3D, ya que allí se encuentran representadas todas las partes estructurales, e inclusive, tenidos en cuenta los pesos propios de las vigas de apeo.
Habiendo realizado estas operaciones, y entrado en el nomograma para calcular los factores de longitud
Esbeltez de las columnas: El factor k para pórticos in-
efectiva, se llega a un valor de k<1, por ello, estamos
desplazables varía entre 0,5 y 1.
dentro de lo que sería un pórtico indesplazable.
|17|
COLUMNA EXTERIOR
COLUMNA CENTRAL (28)
(42)
(29)
Límite para considerar efectos de esbeltez
Límite para considerar efectos de esbeltez (43)
Se consideran efectos de esbeltez Se utiliza método de amplificación de momento
No se consideran efectos de esbeltez
(30)
Diagramas de interacción
(31)
II-9
Diagramas de interacción II-9
(44) (45)
(32) Esquema de Armaduras Columna exterior (33)
y Columna Intermedia
(34)
(35)
(36)
(37) (38)
Se utiliza M2 para dimensionamiento de la columna: II-9
Diagramas de interacción Diagramas de interacción II-9
(39) (40) (41)
|18|
Figura 14 a Armadura de columnas de refuerzo, vigas de apeo y viga principal de pórtico
Tabla 5 Dimensionamiento de las columnas
Figura 14 b Armadura de columnas de refuerzo, vigas de apeo y viga principal de pórtico
Fundaciones
dirección de obra, ya que en algunos sitios resulta ac-
El dimensionamiento de las fundaciones a las colum-
recta y en otros casos es conveniente optar por pozos
nas propuestas se realiza para las cargas en servicio
romanos y pilotes.
cesible el espacio necesario para realizar fundación di-
máximas, obtenidas de las COMBINACIONES de estados de carga:
ALTERNATIVA 1: BASES CENTRADAS BASE COLUMNA INTERMEDIA Ns = 1475 KN
Base externa Ns =-226 KN Base Intermedia Ns =1475 KN Según el estudio de suelos, la tensión admisible del
Se adopta una base de 3,5 m x 3,5 m.
suelo a la profundidad de fundación (a -1m), es de 120 KN/m2. Se proponen 3 alternativas de fundación para
Altura de la base: Para garantizar uniformidad de
la columna intermedia, a utilizar según lo disponga la
carga se tiene en cuenta el criterio de rigidez de las za-
|19|
patas, haciendo las luces en cada dirección (Lx, Ly) Lx/2 y Ly/2, 160 cm/2= 80 cm y 135 cm/2 = 67,5 cm. Se adopta altura de base h = 75cm. Se considera altura estática d = 68 cm (descontando recubrimiento y a medio de armadura). Verificación al corte como viga ancha: (46)
(47)
(48) (49)
(50) (51)
Verificación al punzonado
(52)
(53)
(54)
|20|
Armadura por flexión
(55)
(56)
(57)
(58)
Se adopta 1 ø 16 c/20 en cada dirección. BASE COLUMNA EXTERIOR Ns = 226 KN
Se adopta una base de 1,6 m x 1,6 m. Altura de la base: Para garantizar uniformidad de carga se tiene en cuenta el criterio de rigidez de las zapatas, haciendo Lx/2 y Ly/2, 62cm/2 = 31 cm y 45cm/2 = 22,5 cm. Se adopta h = 60cm. Se considera d = 53cm (descontando el recubrimiento y a medio de armadura). Se adopta 1 ø 12 c/20 en cada dirección (Ver la Figura 15).
|21|
ALTERNATIVA 2: PILOTES Se dimensiona la fundación para la carga correspondiente a la nueva columna, con refuerzos a C2 a agregar: Ns = 848 KN Según el Estudio de suelos, un pilote de 50 cm de diámetro y 5 m de profundidad tienen una capacidad portante de 42,64 t, por lo tanto, se adoptan 2 pilotes de dicho tamaño. El cabezal se dimensiona de 50 x 80 cm. Esfuerzo biela comprimida: (59) (60) (61)
Armadura horizontal inferior: Esfuerzo de tracción S = 453 KN As = 0,4533/240 MN/m2 = 19 cm2. Se adoptan 7 ø 20. El pilote lleva armadura mínima (Ver Figura 16). ALTERNATIVA 3: POZOS ROMANOS Se dimensiona la fundación para la carga correspondiente a la nueva columna a agregar: Ns = 848 KN. Según el Estudio de suelos, un pozo romano de 80 cm de diámetro y 3 m de profundidad, con bulbo de 120 cm de diámetro, tiene una capacidad portante de 422 KN, por ende, se adoptan 2 pilotes de dicho tamaño. El cabezal se dimensiona de 50 x 80 cm y se adopta la misma armadura antes calculada.
|22|
Los pozos se llenan con hormigón H-20 y una armadura mínima, adoptando: 10 ø 20 (Ver Figura 17).
Figura 15 Esquema de bases y armadura
Base columna refuerzo a C1
Base columna refuerzo C2
Figura 16 Cabezal de dos pilotes en refuerzo de fundación C2
|23|
Figura 17 Cabezal de dos pozos romanos con bulbo en refuerzo de fundación C2
Figura 18 Refuerzos de Columnas y vigas
Figura 19. Refuerzos Vigas de Apeo Referencias
Agradecimientos
1)Informe del Instituto de Mecánica Aplicada y Estructuras
Al Club Atlético Newell's Old Boys por brindar el
de la Universidad Nacional de Rosario (UNR). Orden de
apoyo necesario para la realización de la obra.
Trabajo 0010-0015, de fecha 03/01/2014, a pedido del Comitente (Club NOB). 2)Estudio de suelos del Ing. Juan Carlos Rosado, Nº 5.990.
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Estudio analítico y experimental de la relajación del acero de pretensado Por el M.Sc. Ingeniero Civil Carlos F. Gerbaudo y el M.Sc. Ingeniero Civil Juan G. Sialle. INGROUP SRL
En el presente trabajo se realiza un estudio del estado del arte del fenómeno de relajación en aceros de pretensado de alta resistencia, los factores que influyen en su desarrollo a lo largo del tiempo, la presentación de diferentes modelos de relajación del acero y su aplicación práctica, y finalmente, se realiza una calibración de la función de relajación del acero de pretensado a partir de los datos colectados en dos cables de pretensado correspondiente a los anclajes al terreno de una pila de puente.
EL FENÓMENO DE RELAJACIÓN DEL ACERO El fenómeno de relajación se define como la pérdida de tensión que experimenta un material sometido a una deformación constante. En el acero de pretensado, la relajación es una consecuencia de la viscoplasticidad del material, y las causas de la relajación son las dislocaciones y reacomodos en la microestructura cristalina del acero solicitado en forma permanente, que generan flujo plástico en el tiempo, disminuyendo la tensión que aparece como respuesta a la deformación.
|28|
La magnitud de relajación que tendrá el acero de pre-
y la tensión de fluencia o resistencia a tracción del
tensado depende del procedimiento de fabricación y
acero, y la temperatura a la cual se encuentra sometido
de la calidad del mismo. Generalmente, a los aceros
el acero durante la vida útil de la estructura, destacán-
se les realizan tratamientos térmicos para disminuir
dose que para altas temperaturas la tasa de relajación
las tensiones internas del material, denominándose
del acero aumenta notablemente.
estos aceros alivianados de tensiones. Por otra parte, existen aceros llamados de baja relajación, los cuales
Los estudios realizados por numerosos investigado-
son pre-estirados a diferentes temperaturas, a efectos
res, principalmente por el equipo del Profesor Zdeněk
de producir una deformación permanente y disminuir
Bažant de la Universidad de Northwestern (Bažant &
la magnitud de la relajación. Actualmente, la mayoría
Yu, 2013), sobre las causas de deformaciones excesi-
de los sistemas de pretensado conformados por barras,
vas medidas en varios puentes existentes de grandes
alambres o cordones utilizan aceros de baja relajación.
luces, llegan a la conclusión que la pérdida de tensión del acero de pretensado por relajación en el tiempo es
La manera habitual de medir el fenómeno de relaja-
afectada significativamente por los cambios del nivel
ción es a través de la llamada tasa de relajación del
de deformación en el acero y las altas temperaturas a
acero de pretensado, definida como la relación entre
las que suelen estar sometidos los cordones de preten-
las pérdidas de pretensado por relajación y la tensión
sado en losas y almas de reducido espesor.
inicial de pretensado: Este efecto es más notorio en aquellas estructuras de grandes luces con un alto grado de sensibilidad a los efectos de fluencia y retracción del hormigón, donde los cambios del nivel de deformación en el acero, a lo Donde:
largo del tiempo, interactúan con la pérdida de tensión = tasa de relajación.
del acero de pretensado por relajación.
= tensión inicial de pretensado. = tensión en el acero de pretensado luego de t horas.
En efecto, en estructuras de grandes luces con alta sensibilidad a los efectos de la fluencia, las pérdidas de pretensado debido a la relajación del acero no pueden
Generalmente, para caracterizar la relajación del acero
calcularse de manera separada del análisis de los efec-
de pretensado, los fabricantes de acero suelen infor-
tos de la fluencia y retracción del hormigón en la es-
mar la tasa de relajación luego de 1.000 horas a distin-
tructura, y viceversa, la relajación del acero influye en
tos niveles de tensión y a una temperatura constante
los efectos de la fluencia del hormigón.
de 20 ºC. Sin embargo, los códigos de diseño internacionalLas variables principales que influyen en el fenómeno
mente reconocidos, tanto europeos como americanos,
de relajación son las características mecánicas del ma-
presentan modelos de relajación del acero para defor-
terial, la relación entre la tensión inicial de pretensado
mación y temperatura constante, sin especificar fór-
|29|
mulas que permitan tener en cuenta estas variables, o
Como se ve, la ley de desarrollo de la relajación, según
dando un tratamiento simplificado de su efecto.
el enfoque americano, es logarítmica y la cantidad
A la luz de los resultados experimentales, existen es-
la tensión inicial de pretensado y la tensión de fluencia
tudios actuales que presentan modelos ajustados para
del acero de pretensado.
total de relajación se calcula mediante la relación entre
la relajación del acero que incluyen las variables de cambios de deformación y temperatura (Bažant & Yu, 2013).
La fórmula anterior de relajación para cordones y alambres alivianados de tensiones puede ser modifi-
1. Modelos de pérdida de tensión por relajación del acero
cada para estimar la relajación en cordones de baja relajación. De acuerdo a Nawy (Nawy, 2006):
En este apartado, se presentan los modelos de relajación del acero de pretensado más usuales utilizados en la práctica ingenieril.
1.1. El enfoque americano
Si se disponen de datos de relajación otorgados por el fabricante del acero, se puede generalizar la ecuación anterior de la siguiente forma:
El enfoque americano para abordar el fenómeno de relajación del acero de pretensado se ha desarrollado con base en el trabajo realizado por Magura y sus co-
Donde s es un coeficiente el cual depende de las pro-
laboradores (Magura, Sozen, & Siess, 1964), quienes
piedades de relajación intrínseca para un determinado
recopilaron y estudiaron una amplia colección de en-
tipo de acero.
sayos de relajación realizados en diferentes laboratorios. A partir del análisis que llevaron a cabo,
Esta formulación se encuentra subyacente, por ejem-
concluyeron que una estimación satisfactoria de la
plo, en la especificación AASHTO LRFD Bridge De-
tasa de relajación para cordones y alambres aliviana-
sign Specification, la cual propone que la pérdida de
dos de tensiones puede obtenerse con la siguiente fór-
pretensado debida a relajación puede ser calculada
mula:
como:
Donde:
Donde: = tasa de relajación. = tensión inicial de pretensado. = tensión en el acero de pretensado luego de t horas. = tensión de fluencia del acero de pretensado.
|30|
= pérdida de tensión debida a relajación. = coeficiente que depende del tipo de acero; 30 para cordones de baja relajación y 7 para los demás aceros de pretensado.
1.2. El enfoque europeo
y la resistencia a tracción del acero de pretensado y de la clase de acero:
El enfoque europeo para el tratamiento de la relajación nace a partir de la tradición establecida por los grandes ingenieros europeos precursores en el uso del hormigón pretensado, como el francés Eugène Freyssinet, el italiano Riccardo Morandi y el alemán Hubert Rüsch, quien como presidente de la Comisión de Trabajo “Hormigón Pretensado”, publicó la DIN 4227 (Leonhardt, 1980). El enfoque europeo difiere del en-
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Tabla 1 Relajación según el Código Modelo 2010 de la fib
foque americano en el sentido de que la ley de desarrollo de la relajación es una función potencial, en lugar
Por otra parte, el Eurocódigo 2-Diseño de Estructuras
de la función logarítmica propuesta por la práctica
de Hormigón, código redactado por el CEN (Comité
americana.
Européen de Normalisation) en el año 2004, sigue con
La fib (fedération internationale du béton), organiza-
para el cálculo de relajación similares a las dadas en el
ción que nace a partir de la unión de dos instituciones
Código Modelo 2010. Según el Eurocódigo 2, la tasa
referentes como eran el CEB (Comité Euro-Interna-
de relajación para diferentes clases de acero puede ser
tional du Béton) y la FIP (Fedération Internationale de
calculada como:
la tradición europea y otorga fórmulas matemáticas
la Précontraine) especifica en el Código Modelo 2010 (Model Code 2010), la siguiente fórmula para estimar la tasa de relajación del acero de pretensado:
Donde:
Donde:
= relación entre la tensión
= tasa de relajación. = tensión inicial de pretensado. = tensión en el acero de pretensado luego de t horas.
inicial de pretensado y la resistencia a tracción del acero. = relajación intrínseca luego de
= relajación intrínseca luego de
1000 horas.
1000 horas. La dependencia del nivel tensional en la relajación = relajación intrínseca luego de
La dependencia del nivel de tensión y del tipo de acero en la relajación, en este caso, se tiene en cuenta mediante la tasa de relajación intrínseca
queda establecida por el parámetro
y el tipo de
acero influye en la elección de la clase de relajación.
100 horas.
2. Calibración de la función de relajación para aceros de fabricación nacional
. El Código
Modelo 2010 propone los siguientes valores de rela-
A partir de los datos aportados por el fabricante de los
jación en función de la relación entre la tensión inicial
cordones de pretensado Grado 270 de “Baja Relaja-
|31|
ción” que reporta una pérdida de tensión por relaja-
arroja un valor de pérdida por relajación a tiempo in-
ción de 2.5% para una relación entre la tensión inicial
finito de 1.67%, inferior a la pérdida de 1.000 h indi-
y la tensión de fluencia
= 0.70, a un tiempo de
cada por el fabricante, por lo tanto, se considera que
1.000 horas y una temperatura de 20 ºC, se procede a
no es aplicable a los aceros de pretensado utilizados
calibrar el coeficiente s de la formulación logarítmica
en el país.
propuesta por la práctica americana, para una relación típica de tensión inicial de pretensado a tensión de
3. Calibración de datos experimentales
fluencia del acero de 0.70. El valor obtenido del coeficiente s es igual a 18, por lo que la ecuación de pérdida de tensión por relajación resulta:
En el presente apartado se realiza la calibración de un conjunto de mediciones experimentales llevadas a cabo en dos cables de pretensado que forman parte de los anclajes al terreno de la Pila 1 del Viaducto 3 del Camino de las Altas Cumbres, en la Ruta Provincial Nº 34, provincia de Córdoba.
En la Figura 1 se presenta la función de relajación para la formulación del fib, Nawy y Nawy ajustado a 1.000
En la Figura 2 se presentan las dos curvas de compor-
h, observándose que la función propuesta por Nawy
tamiento de los cables pretensados sometidos a una
con un coeficiente s = 45 fue calibrada para aceros de
tensión inicial, donde se observa la pérdida de tensión
baja relajación utilizados en los EEUU, y no presenta
registrada en el tiempo, pudiendo ser asignado ese fe-
una buena correlación a edad temprana para los aceros
nómeno a la relajación “intrínseca” del acero de pre-
de pretensado de nuestro medio, resultando una pér-
tensado, ya que corresponden a un par de cables de
dida por relajación a 1.000 horas del 1.0%, mientras
pretensado sometidos a una tensión uniforme anclados
que las funciones del fib y Nawy ajustado arrojan el
en un bulbo desarrollado en el macizo rocoso, y se con-
valor de 2.5% a 1.000 horas indicado por el fabricante.
sidera que no existen otras pérdidas de tensión asocia-
A largo plazo, la función del fib brinda un valor de re-
das a fenómenos de fluencia o retracción del material
lajación a tiempo infinito de 4.17%, mientras que la
en el cual se ancla el cable, o son poco significativas y
función ajustada de la práctica americana aporta un
pueden ser despreciadas. El análisis de las citadas me-
valor de pérdida a tiempo infinito de 6.28%. Es impor-
diciones es de interés ya que se cuenta con un registro
tante destacar que la función de la práctica americana
continuo de tensiones de 559 días.
Figura 1 Comparación de función de relajación para fib, Nawy y Nawy ajustado
|32|
Figura 2 Curva de medición de fuerza en 2 cables de pretensado
La relación de la tensión inicial de tiro a la resistencia
de pretensado en el tiempo, partiendo del dato de pér-
del acero del cable 1 y 2 es de 0.58 y 0.56 respectiva-
dida de relajación a 1.000 horas.
mente, y se registró una pérdida de tensión a 1.000 horas comprendida entre 1.0 y 1.5%, la cual se corres-
Conclusiones
ponde con los datos del fabricante del cordón que in-
En función de los estudios efectuados, y el análisis de
dica una pérdida de relajación del 1.0% para una
los datos experimentales, se pueden alcanzar las si-
relación de tensión de tiro inicial a resistencia del 60%.
guientes conclusiones:
También, se puede deducir de las mediciones que la
● El resultado de los análisis de los datos experimen-
pérdida de relajación del acero a 559 días es del orden
tales muestra que la fórmula potencial propuesta en
del 3% para los cables medidos.
el código europeo del fib permite ajustar adecuadamente la función de relajación del acero de preten-
Se ha aplicado la fórmula de cálculo de relajación del
sado en el tiempo, partiendo del dato de pérdida de
Código Modelo 2010 del fib con una tasa de relajación
relajación a 1.000 horas.
a 1.000 horas de 1.5%, pudiéndose observar que la expresión potencial del fib permanece en buena corres-
● La ecuación propuesta por la práctica americana
pondencia con las mediciones realizadas.
para la evaluación de la pérdida de relajación del
Extrapolando con la fórmula del fib a tiempo infinito,
aceros de fabricación nacional, particularmente por-
para una pérdida de tensión a 1.000 horas de 1.5%, re-
que la formulación americana fue calibrada para
sulta una pérdida de relajación del 5.2%, correspon-
aceros de pretensado de baja relajación utilizados en
diente al valor que el proyectista debería considerar a
los Estados Unidos. Por lo tanto, se considera que
acero no estima correctamente la relajación de los
la hora de definir la cantidad de cordones necesarios
no es posible aplicar directamente esta formulación
para el anclaje.
para el caso de otros aceros de pretensado que presenten un comportamiento diferente en relación a la
El resultado final de los análisis de los datos experi-
pérdida de relajación a tensión constante. Una me-
mentales muestra que la fórmula del fib permite ajus-
jora de la fórmula del enfoque americano ajustada
tar adecuadamente la función de relajación del acero
para una pérdida de relajación de 2.5% para
|33|
fpi/fpy=0.7,1.000 horas y 20ºC sería considerar en la fórmula un factor s = 18 en reemplazo de 45. ● Extrapolando con la fórmula del fib a tiempo infinito, para una pérdida de tensión a 1.000 horas de 1.5%; resulta una pérdida de relajación del acero de pretensado del 5.2%. ● Es importante mencionar que en el caso típico de una pieza de hormigón pretensado donde se producen simultáneamente los fenómenos de fluencia y retracción del hormigón con la relajación del acero, es necesario aplicar un factor de corrección menor
EL FENÓMENO DE RELAJACIÓN SE DEFINE COMO LA PÉRDIDA DE TENSIÓN QUE EXPERIMENTA UN MATERIAL SOMETIDO A UNA DEFORMACIÓN CONSTANTE. EN EL ACERO DE PRETENSADO, LA RELAJACIÓN ES UNA CONSECUENCIA DE LA VISCOPLASTICIDAD DEL MATERIAL, Y LAS CAUSAS DE LA RELAJACIÓN SON LAS DISLOCACIONES Y REACOMODOS EN LA MICROESTRUCTURA CRISTALINA DEL ACERO SOLICITADO EN FORMA PERMANENTE, QUE GENERAN FLUJO PLÁSTICO EN EL TIEMPO, DISMINUYENDO LA TENSIÓN QUE APARECE COMO RESPUESTA A LA DEFORMACIÓN.
que 1.0 a la sumatoria de las pérdidas diferidas de pretensado, ya que existe una interacción entre los fenómenos de pérdida de tensión por relajación y acortamiento del cable por fluencia y retracción del hormigón. Existen numerosas formulaciones en los códigos de diseño y en la bibliografía especializada para contemplar este efecto de simultaneidad, resultando valores comprendidos entre 0.85 y 0.90, para casos convencionales de piezas de hormigón pretensado. ● Para estructuras que presenten alta sensibilidad a los efectos de fluencia del hormigón y relajación del acero, será necesario aplicar técnicas de análisis refinadas combinadas con ensayos de los materiales, que permitan definir, en forma experimental, las funciones de fluencia del hormigón y relajación del acero. ● Finalmente, también es importante destacar que resulta necesario contemplar la temperatura a la cual se encuentran sometidos los cables de pretensado, ya que en espesores de alma reducidos, expuestos al asoleamiento, los cables pueden alcanzar temperaturas muy superiores a los 20 °C, que corresponde a la temperatura de aplicación de las fórmulas de los diferentes códigos, y por ejemplo, a temperaturas comprendidas entre 50 y 60 °C, se pueden producir pérdidas por relajación del acero mayores al 20% de las estimadas para la temperatura de referencia de las fórmulas.
|34|
LA MAGNITUD DE RELAJACIÓN QUE TENDRÁ EL ACERO DE PRETENSADO DEPENDE DEL PROCEDIMIENTO DE FABRICACIÓN Y DE LA CALIDAD DEL MISMO. GENERALMENTE, A LOS ACEROS SE LES REALIZAN TRATAMIENTOS TÉRMICOS PARA DISMINUIR LAS TENSIONES INTERNAS DEL MATERIAL, DENOMINÁNDOSE ESTOS ACEROS ALIVIANADOS DE TENSIONES.
Los valores del ingeniero y el perfil del profesional de la ingeniería
Instituto de Educación en la Ingeniería (IdEI) ACADEMIA NACIONAL DE INGENIERIA (ANI)
Con la creación del Instituto de Educación en la Ingeniería (IdEI), la Academia Nacional de Ingeniería (ANI) asumió la relevancia de la educación de los ingenieros, y definió su misión como la de contribuir a la mejora de la calidad, pertinencia y actualización permanente en la educación de los profesionales, en las distintas especialidades de la ingeniería y estimular el incremento de las vocaciones tempranas por la profesión. Con ese propósito, la primera acción del IdEI fue la de generar acuerdos sobre la visión compartida respecto de los valores centrales y el perfil profesional que deberían observarse en el ejercicio de la ingeniería.
E
l desafío profesional que demanda el mundo donde vivimos, pone en evidencia la necesidad de una formación amplia del ingeniero, no solo
en sus competencias técnicas, sino también en sus comportamientos, como expresión observable de sus
valores personales. Una completa educación, no puede dejar de lado la explicitación de los valores buscados. Cuando nos referimos a los valores, existe una cierta complacencia en su aceptación, aunque simultáneamente, se hace más difícil en acordar criterios para su evaluación, y por ende, asociarlos a los comportamientos observables en las personas. En el IdEI, adoptamos el criterio de describirlos en relación con dos caracterizaciones, la correspondiente a la virtud que se hace presente cuando ese valor se observa en forma positiva, y por el vicio que aparece cuando se transforma en una conducta negativa.
|38|
En cuanto a la definición del perfil profesional del in-
nieros, para otorgar relevancia a las competencias y
geniero, se consideró necesario diferenciarse de los
comportamientos que muestran el sentido ético de la
perfiles curriculares que establecen las unidades aca-
profesión. No constituye una prescripción, ni una
démicas, en base a los cuales se diseñan los programas
norma regulatoria, pues es nuestra convicción que
de estudio de las distintas ramas de la ingeniería. Este
solo desde la conciencia individual se hará visible en
perfil profesional propuesto desde la ANI es el del in-
nuestra profesión.
geniero en ejercicio de sus funciones, y permanece enmarcado en un comportamiento basado en valores, los
LOS VALORES PROFESIONALES DEL INGENIERO
cuales complementan y enriquecen su formación científica y técnica.
Los seres humanos expresamos, a través de nuestros comportamientos, la presencia de valores. Los mis-
El foco de actuación del IdEI, se orienta a lo que re-
mos destacan nuestras creencias profundas ante de-
quiere un ingeniero luego de graduarse, como desarro-
mandas continuas entre la supervivencia y la
llo permanente a lo largo de su vida profesional.
trascendencia. Como ingenieros ellos se observan en la toma de decisiones por el balance armónico entre
Es por ello que el perfil propuesto remite a un conjunto
los beneficios sectoriales y el bien común. Ello exige
de competencias las cuales, si bien deben ser tomadas
una formación ética para fortalecer nuestro rol en la
como referencia en la formación universitaria, se con-
sociedad.
solidan y perfeccionan en el ejercicio de la profesión. Es en ese proceso cuando emerge la educación como
Los valores profesionales son los emergentes de la
atributo personal y diferencial de un ingeniero.
educación, del conocimiento y de la experiencia en los cuales se basan los individuos para tomar decisiones
Es nuestro deseo que este documento sirva para la re-
y modelar sus actitudes ante diferentes situaciones.
flexión y de estímulo para la superación personal en la importante misión de los ingenieros dentro de la ac-
Los valores profesionales permanecen vinculados con
tual sociedad, y una contribución a la reflexión dentro
los valores de tipo universal, moral y personal, los cua-
de las unidades académicas donde se forman los inge-
les se reflejan en los comportamientos observables
|39|
frente a cada uno de los roles asumidos como ingeniero, a lo largo de su vida.
• Seleccionar, reconocer y premiar teniendo en cuenta esos valores.
Los valores profesionales, son reconocidos y apreciados en aquellas personas quienes actúan con dignidad
• Mostrar ejemplaridad en los comportamientos de sus miembros.
y decoro frente a sus superiores, colegas y colaboradores, en cualquier campo laboral. La ANI asume con este proyecto su propósito de afianzar la reputación de
• Dictaminar y recomendar acciones alineadas con esos valores.
la ingeniería y el sentido ético de la profesión. Como parte esencial de su misión como Academia, su accio-
Luego de un proceso de análisis y reflexión interna, el
nar se orienta a:
Plenario de la Academia ha reconocido la importancia de los siguientes valores en la profesión de la ingenie-
• Difundir los valores profesionales de la ingeniería
ría en la Argentina.
en la comunidad.
Valores profesionales del ingeniero
|40|
PERFIL DEL PROFESIONAL DE LA INGENIERÍA
Es por esto que la ANI ha creído pertinente proponer
Partimos de una definición de la ingeniería como la
sional en Ingeniería, adecuado a la realidad local, pero
aplicación de la ciencia en la conversión óptima de los
consciente de las necesidades a nivel global. La ANI
recursos disponibles en forma sustentable, para bene-
considera que los ingenieros argentinos deberán pro-
ficio de la humanidad. En consecuencia, reconocemos
curar una formación continua para lograr desempe-
a la ingeniería como un instrumento poderoso de
ñar satisfactoriamente las siguientes competencias,
transformación de la realidad que nos rodea, cuyo fin
y actuar dentro de un marco de valores que lo com-
es mejorar la calidad de vida. Ante una realidad per-
plementa.
una definición del perfil al cual debe aspirar el profe-
manentemente cambiante y manteniendo al ser humano como centro de la misma, es indudable la gran
• Enfrentar problemas técnicos complejos, novedo-
responsabilidad que poseemos quienes ejercemos esta
sos y multidisciplinarios con actitud crítica, refle-
profesión.
xiva y transdisciplinaria, y resolverlos con pericia, creatividad y actitud innovadora, trabajando en
Para ello es necesario, durante el desarrollo de la pro-
equipo para sopesar adecuadamente el valor de los
fesión, incorporar y desarrollar nuevos conocimien-
elementos propios de su disciplina y el de los
tos, adquirir nuevas competencias y poseer juicio e
demás conocimientos involucrados, garantizando
imaginación para concebir soluciones originales a
de ese modo, los objetivos planificados y la inno-
problemas concretos que son cada vez más comple-
vación en sus resultados.
jos. Se requiere además optimizar la utilización de recursos y contemplar el buen desempeño de dichas
• Identificar y evaluar las mejores prácticas de la in-
soluciones, tomando decisiones que busquen mejo-
geniería a nivel global, de manera de adaptar las in-
rar y no comprometer la calidad de vida de futuras
novaciones a la realidad de nuestro país.
generaciones. • Autogestionar su formación continua, como un Las personas son el centro de nuestra actuación, el tra-
proceso que les permita asimilar los avances en la
bajo es alrededor de ellas, para ellas y con ellas. A su
ciencia, los progresos tecnológicos, y las modifi-
vez, la sociedad necesita ingenieros que actúen como
caciones en las interacciones sociales, haciendo
integradores y como agentes de cambio.
crecer su idoneidad profesional.
|41|
• Reconocer desafíos políticos, económicos, am-
profesión a la búsqueda de soluciones consensua-
bientales y sociales del sistema en donde se desem-
das las cuales, objetivamente, convengan al pro-
peñarán profesionalmente, y evaluar los aspectos
greso y el desarrollo de nuestro país, dentro del
relevantes de dichos desafíos, en conjunto con los
marco de las leyes y la Constitución Nacional.
elementos técnicos de la ingeniería. • Tomar decisiones desde una perspectiva ética, en-
ACADEMIA NACIONAL DE INGENIERÍA
focada al bien común, durante el período en el cual
INSTITUTO DE EDUCACIÓN
llevarán a cabo sus tareas profesionales, propen-
EN LA INGENIERÍA
diendo al desarrollo y al progreso de nuestro país y al bienestar de sus habitantes.
Director: Académico Ing. José Luis Roces. Secretario: Académico Dr. Ing. Raúl D. Bertero.
• Considerar en la toma de decisiones presentes el
Académica Ing. Patricia L. Arnera.
impacto de su legado a las generaciones futuras,
Académico Ing. Rodolfo E. Biasca.
aportando desde la ingeniería a la obligación uni-
Dr. Ing. Aníbal E. Cofone.
versal de preservación del patrimonio natural y
Ing. Uriel R. Cukierman.
cultural de la humanidad.
Académico Ing. Luis A. de Vedia. Académico Ing. Arístides B. Domínguez.
• Comunicar con veracidad y transparencia a los dis-
|42|
Académico Ing. Raúl S. Escalante.
tintos actores sociales, políticos y económicos las
Académico Ing. Javier Fazio.
cuestiones de su especialidad y de la ingeniería en
Académico Ing. Máximo J. Fioravanti.
su conjunto, haciendo más efectivo el aporte de la
Ing. Daniel E. Morano.
¡Podés leer los números anteriores en internet! https://issuu.com/asociaciondeingenierosestructurales
H. Yrigoyen 1144 1º Of. 2, (C1086AAT) Ciudad Autónoma de Buenos Aires Argentina Tel/Fax: (54 11) 4381-3452 / 5252-8838 E-mail: info09@aiearg.org.ar Web: www.aiearg.org.ar
|43|
Una revisión sobre las juntas de dilatación en edificios de hormigón armado Por Hugo Juan Donini (1) y Rodolfo Orler (2) (1) Ingeniero Civil e Hidráulico. Investigador y docente de la Facultad de Ingeniería Civil de la UNPSJB (Sede Trelew). Miembro Plenario de la Asociación de Ingenieros Estructurales. (2) Ingeniero en Construcciones. Investigador y docente de la Facultad de Ingeniería Civil de la UNPSJB (Sede Trelew). Miembro Plenario de la Asociación de Ingenieros Estructurales. Autores de los libros “Introducción al Cálculo de Hormigón Estructural” Ediciones Nobuko 3º Edición Actualizada; "Análisis de las Patologías en las Estructuras de Hormigón Armado" y “Plateas de Hormigón Armado”.
El presente artículo expone una serie de conceptos referidos a las deformaciones causadas por fenómenos de dilatación térmica en edificios de hormigón armado, señalando criterios existentes para la determinación de distancias entre juntas de dilatación y la discusión sobre su necesidad. Finalmente, se analizan y establecen conclusiones respecto de dichas temáticas.
DEFORMACIONES POR TEMPERATURA El hormigón sufre variaciones de volumen debidas a cambios de temperatura. Ello origina fenómenos que deben ser estudiados, tanto para condiciones de servicio como últimas. El valor del coeficiente de dilatación lineal, a los fines del cálculo estructural, se lo suele adoptar
=1.10-5 1/ºC, valor que coincide con
el del acero para el rango usual de temperaturas. Cabe mencionar que el coeficiente de dilatación térmica del hormigón depende del tipo de agregado utilizado en la mezcla, no obstante, se acepta a los fines prácticos y para el rango de temperaturas entre -15 ºC y 60 ºC el valor medio antes indicado.
JUNTAS DE DILATACIÓN EN EDIFICIOS El hecho que hoy se empleen coeficientes de seguridad más ajustados, que las estructuras sean consecuentemente menos rígidas y existan procedimientos más precisos y racionales para su cálculo, hacen que los métodos, así como las prescripciones reglamentarias respecto de las distancias a las cuales hay que colocar las juntas de dilatación, deban discutirse. Las distancias entre juntas de dilatación han sido y son un tema de amplia variabilidad en el transcurso del tiempo, y según las normativas o investigaciones consultadas.
|44|
Las primeras referencias se remontan a Lewerenz
Adicionalmente, las siguientes referencias bibliográ-
(1907), especificando juntas de dilatación cada 23 m
ficas recogen lineamientos y aspectos relevantes sobre
para muros, similar a la distancia prescripta hoy en día
la temática:
por el Eurocódigo 2 (2010), el cual señala que colocando juntas a una distancia recomendada de 30 m no hace falta considerar los efectos de la temperatura. Ca-
• Calavera Ruiz y González Valle. 1994. Juntas en las construcciones de concreto.
lavera (2005) indica que, durante muchos años, se ha estimado que en edificios la distancia entre juntas de dilatación de las estructuras no debía sobrepasar los
• Jiménez Montoya, García Meseguer, Morán y Arroyo. 2010. Hormigón Armado.
30 m, y que, en muchos casos, es fácil llegar al doble e incluso al triple de esa distancia. No obstante, varias
• Martin y Acosta. 1970. Effect of Thermal
normativas continúan señalando lo contrario.
Variations and Shrinkage on One Story
Para CIRIA (1995) las juntas deben distanciarse entre
Reinforced Concrete Buildings.
20 m y 40 m para edificios expuestos a ambientes bajo marcada variabilidad de las temperaturas, tanto diarias
• Meli Piralla. 1994. Diseño Estructural.
como estacionales. El código de edificación francés (Association Française de Normalisation, 1986) ma-
• National Academy of Sciences. 1974. Technical
nifestaba separaciones de las juntas de 25 m para cli-
Report No. 65. Expansion Joints in Buildings.
mas secos y cálidos y 40 m para climas más frescos. Los criterios son muy disímiles, observando extremos
• Tejada Espuelas y Tesoro. Revista Hormigón y
que van desde los 9 m (Hunter, 1953) hasta 60 m
Acero 270. 2013. Estudio sobre las juntas de
(PCA, 1982 y ACI 224, 1995). Existen variadas refe-
dilatación y fisuración en los forjados de
rencias y normativas referidas a juntas de dilatación,
hormigón armado.
listadas, pero no limitadas a: Debe destacarse que, a los efectos del análisis estruc• ACI 224.3R-13. 1995. Joints in Concrete Construction.
tural, las diferencias de temperatura
a utilizar no
son, en general, las mismas que las del medioambiente. Esto se debe a que el hormigón transmite en
• ACI 350.4R-04. 2004. Design Considerations for
forma paulatina dicha variación, por lo que requiere
Environmental Engineering Concrete Structures.
de cierto tiempo para que se uniforme la temperatura interior. Por ello, las variaciones de temperatura extre-
• ACI 504R-90. 1990. Guide to Sealing Joints in Concrete Structures.
mas diarias no inciden en el interior del elemento. Los efectos más importantes por la temperatura pueden estar vinculados con la función del elemento estructu-
• CIRIA Report 196. 1995. Design and
ral, tal como chimeneas que expulsan gases calientes
Construction of Joints in Concrete.
o depósitos elevados, entre otros. En tales situaciones, deberá recabarse información específica para el di-
• Eurocódigo 2. 2004. Design of concrete structures.
seño. En edificios, la disposición de las juntas de movimiento debe considerar los cambios de perfil o sección, tomando en cuenta la diferencia de áreas y la
• Portland Cement Association (PCA). 1982. Building Movements and Joints.
susceptibilidad a fisuras ocasionadas por cambios de temperatura (Figura 1).
|45|
Figura 1 Emplazamiento de juntas en edificios con cambios de perfil o sección (adaptado de CIRIA, 1995)
Para la determinación del espesor de las juntas, debe-
pecto, existe dispersión en los límites que plantean las
ría considerarse el máximo aumento de temperatura
normativas y códigos, por un lado, y los investigado-
esperado. Los valores suelen variar entre 25 a 150 mm
res, por otro. El Art. 9.3.5.5 del código ACI 530-13
o más, con un valor típico de 50 mm (ACI 122R-14,
(2013), el Art. 12.12 del ASCE 7-10 (2010) y el Art.
2014). Es posible emplear espesores mayores para dar
9.1.5.5.4 del CIRSOC 501-07 (2007) plantean un lí-
lugar a un mayor diferencial de longitud generado por
mite de 0,007.h a mitad de la altura del muro, lo que
cargas sísmicas o asentamientos. Las juntas deben
resulta en una deformación
atravesar toda la estructura por encima del nivel de la
total. El Art. 4.3.3.2 del Código Técnico de Edifica-
fundación, lo cual representa su principal dificultad, y
ción (CTE) de 2006 indica un máximo
pueden ser cubiertas, vacías o llenas. El llenado de las
Martin y Acosta señalan un valor
juntas es necesario para lograr resistencias al fuego.
que Meli empleando el Reglamento de Construcción
h/285 para la altura = h/250.
= h/180; mientras
del Distrito Federal de Méjico (RCDF) especifica que En los casos cotidianos, las vigas, y por ende las losas,
debe considerarse una deflexión horizontal entre dos
estarán vinculadas en sus extremos a columnas las
niveles sucesivos de una estructura igual a 1/250 de la
cuales restringirán sólo parcialmente, tanto las defor-
altura de un entrepiso, para estructuras que no tengan
maciones longitudinales como el giro debido al gra-
ligados elementos no estructurales que pueden da-
diente de temperatura, por lo que las solicitaciones
ñarse con pequeñas deformaciones, e igual a 1/500 de
inducidas serán menores en realidad. Asimismo, dado
la altura del entrepiso para otros casos. Este último
que los saltos térmicos se corresponden, por lo gene-
valor coincide con el especificado por el Art. 13.3 de
ral, con variaciones estacionales de la temperatura, los
la norma brasilera NBR 6118-14 (2014) para defor-
mismos se producen en un período de tiempo relati-
maciones ocasionadas por temperatura.
vamente importante. Es así que el efecto de la fluencia lenta y la fisuración local, reducen las fuerzas internas a lo largo del tiempo. Dada la multiplicidad de varia-
OBJECIONES A LA COLOCACIÓN DE JUNTAS DE DILATACIÓN
bles intervinientes y la complejidad del análisis, se suele recurrir a procedimientos simplificados que sólo
No obstante lo indicado en los párrafos precedentes,
pueden brindar una idea de magnitud del fenómeno.
es necesario, en la medida de lo posible, procurar evi-
LÍMITE DE DEFORMACIONES EN MUROS Y TABIQUES
dificultades constructivas y en servicio que presentan
Uno de los planteos por los cuales se sostiene la colo-
la colocación inadecuada que puede conducir a fallas
cación de juntas de dilatación en los edificios, se basa
o desplazamientos, la cobertura con productos que no
en los límites de deformación de muros y tabiques pre-
permiten la deformación, y por ende, favorecen la apa-
sentes en estructuras de hormigón armado. Al res-
rición de fisuras, el exceso de sobrecarga responsable
tar la colocación de juntas de dilatación debido a las frente a la acción del ambiente. Entre las objeciones a las que se pueden hacer referencia, es factible incluir
|46|
de causar diferencias entre las caras de la junta y oca-
e incrementadas, aproximadamente, en un 20%.
sionar fallas y fisuras, la falta de mantenimiento, pro-
Este valor surge de suponer un 70% del total de las
blemas estéticos y filtraciones. Estos inconvenientes
cargas al peso propio, y un 30% a las sobrecargas
hacen que se desarrollen alternativas en cuanto a la
[(1,50.0,70+1,8.0,3)/(1,2.0,7+1,6.0,3) ! 1,2].
modelación, proyecto y cálculo respecto de los métodos tradicionales empleados por los profesionales in-
Por otro lado, la National Academy of Sciences (1974)
tervinientes, procurando extender las distancias entre
estableció un criterio para obtener la distancia de las
juntas, o bien, logrando su eliminación. Ello requiere
juntas de dilatación basándose en dos aspectos:
la tarea mancomunada de los proyectistas con aquellos profesionales involucrados en la construcción, de
• La longitud máxima permitida entre las juntas
forma que el estructuralista especifique cómo ejecutar
disminuye a medida que la máxima diferencia
la obra y colabore con el constructor de la misma.
entre la temperatura media anual y la
CÁLCULO DE LA DISTANCIA ENTRE JUNTAS DE DILATACIÓN POR MÉTODOS APROXIMADOS
temperatura máxima/mínima se incrementa. • Se puede aumentar la distancia entre las juntas para estructuras climatizadas. En estos casos, la
Entre los métodos aproximados, es factible mencionar
severidad en los cambios de temperatura exterior
al de Martin y Acosta (1970), quienes presentaron un
se reduce a través del control de la temperatura.
procedimiento para calcular la distancia máxima entre juntas de dilatación para pórticos de un solo nivel con
Los límites de 60 y 200 m indicados por la citada re-
vanos prácticamente iguales. El mismo asume que
ferencia fueron por consenso, pero tienen sustento ex-
con una distancia adecuada entre juntas, los factores
perimental o teórico. A partir de lo mencionado, y en
de mayoración para cargas gravitatorias proporciona-
base a los datos medidos, la National Academy of
rán un margen de seguridad adecuado para los efectos
Sciences publicó la manera de calcular las distancias
de cambios de temperatura.
entre juntas de dilatación en función de los cambios de las temperaturas de diseño (Figura 2).
La expresión fue desarrollada des-
Figura 2 Criterio para juntas de dilatación (adaptado del National Academy of Sciences, 1974)
pués de estudiar estructuras diseñadas con la edición del ACI 318 de 1963, en la que los coeficientes de mayoración resultaban superiores a los actuales (1,5.D+1,8.L), por lo que bajo dichas condiciones las secciones de las piezas resultaban más robustas y de mayor momento de inercia. Por ende, y a modo de sugerencia de los autores, para los valores actuales de los coeficientes de mayoración, las distancias entre juntas de dilatación
deberían
ser
ajustadas
|47|
Figura 3 Criterio para la distancia de juntas de dilatación (adaptado del National Academy of Sciences, 1974)
El Standing Committee on Structural Engineering
• Si el edificio tendrá una rigidez sustancialmente
(SCSE) desarrolló la Figura 3, donde se establecen
mayor al desplazamiento lateral en uno de los
máximos para la distancia de separación de las juntas
extremos de la estructura, es necesario disminuir
de dilatación para pórticos con columnas articuladas
la distancia entre juntas en un 25%.
en su base e interiores calefaccionados. Para otras posibles condiciones, deben aplicarse las siguientes mo-
Cuando se genere más de una de las condiciones
dificaciones a los espaciamientos obtenidos de la
indicadas, el factor de modificación total es la suma
Figura 3:
algebraica de los factores de ajuste individuales correspondientes.
• Si el edificio va a ser calefaccionado, pero no con aire acondicionado y cuenta con
MODELACIÓN MEDIANTE ELEMENTOS FINITOS
articulaciones en las bases de las columnas, emplear la longitud especificada.
Si bien la modelación mediante elementos finitos (MEF) es un tema amplio y con numerosas variables
• Si el edificio será calefaccionado y
a tener en cuenta, es posible esbozar algunos aspectos
acondicionado, es necesario aumentar la longitud
relevantes. Para evaluar la distancia entre juntas de di-
especificada en un 15%.
latación, es necesario considerar el sistema de sustentación de las columnas (empotrados, simplemente
• Si el edificio no es calefaccionado, se debe disminuir la distancia en un 33%.
apoyados o con bases modeladas como placas de espesor uniforme sobre lechos elásticos). Otro aspecto a evaluar es el de los momentos de inercia de las piezas
• Si el edificio tiene las bases de las columnas
en condiciones de servicio y últimas. Para ello pueden
empotradas, la longitud se debe disminuir en un
emplearse las especificaciones del Reglamento CIR-
15%.
SOC 201-05 (2005) en el capítulo 10 y sus comentarios. Losas de espesores ajustados dan como resultado
|48|
estructuras más flexibles, y por ende, mayores distan-
caso la posición y posibles asimetrías en planta de la
cias entre juntas de dilatación. La expresión clásica
estructura y los consecuentes desplazamientos de los
para el cálculo de las deformaciones por
centros térmicos.
temperatura arroja resultados conservadores comparativamente con los MEF’s, aunque permite tener un
Otro fenómeno que altera el estudio de las distancias
primer grado de aproximación al problema. Adicio-
entre juntas de dilatación y su necesidad, es el de la
nalmente, resulta dudable el razonamiento de adoptar
inercia térmica de los edificios. Los edificios de poca
igual salto térmico para la estructura de pórticos ex-
altura se ven influenciados, generalmente, por los efec-
puestos que para el de las losas al encontrarse éstas en
tos térmicos de su envolvente, la temperatura ambiente
ambientes internos y climatizados, más aún en edifi-
y la construcción de muros, mientras que los de altura
cios con dimensiones importantes, donde las zonas in-
están afectados por la iluminación, su ganancia de
ternas aún de los pórticos que no están en el perímetro
calor interno, equipos, número de ocupantes, despla-
experimentarán deformaciones diferenciales con res-
zando la inercia térmica hacia el interior. También se
pecto a los de frente o contrafrente.
generan retrasos en los máximos de temperatura registrados respecto del ambiente, particularmente, si el uso
Bajo este supuesto, para cada proyecto en particular y
del edificio es comercial y no residencial. Al respecto,
su zona de emplazamiento, resultaría necesario estu-
es conveniente referirse al ACI 122R-14 (2014).
diar un mayor salto térmico para los pórticos perimetrales y uno menor para las losas interiores, y
Por razones de extensión del presente artículo, y a los
eventualmente, los pórticos internos.
efectos de comparar los resultados arrojados por los métodos aproximados, los modelos de elementos fi-
De esa manera, adquiriría relevancia el análisis de las
nitos y otras variables, se sugiere la lectura del trabajo
deformaciones diferenciales de la estructura y sus
"Una revisión sobre las juntas de dilatación en edifi-
efectos sobre los cerramientos y las aberturas. Al res-
cios de hormigón armado" publicado por los autores
pecto, los valores límites de deformación que se adop-
para las 26° Jornadas de Ingeniería Estructural.
ten para los muros y tabiquerías constituyen un factor de marcada variabilidad en los resultados. Por todos
También es interesante la visualización del Seminario
estos aspectos, es necesario aclarar que el presente ar-
de "Juntas de Dilatación" de la Asociación de Ingenie-
tículo sólo representa un reducido aporte y una apro-
ros Estructurales desarrollada por el Ing. Juan Carlos
ximación a un problema que resulta complejo y
Portero Arroyo con una mesa redonda integrada por
específico para cada caso.
el Ing. Raúl Husni, Ing. Gastón Fornasier, Ing. Hugo Donini, Ing. Alberto Fechino, Arq. Rodrigo Muro de
Existe la influencia de otras variables como la orientación del edificio, su altura, configuración en planta y altura, el grado y tipo de ocupación, distribución de
Nadal y moderada por el Ing. Horacio Pieroni.
CONCLUSIONES
aberturas, particularmente, de las ventanas, galerías, entre otras, o la adición de otros fenómenos que defor-
• La mayoría de los métodos empíricos y semi-
man al hormigón, entre los cuales se pueden mencio-
empíricos para aproximar las distancias entre
nar los reológicos.
juntas de dilatación, se encuentran basados en cálculos y observaciones de edificios de mayor
A lo expuesto anteriormente, debe sumarse el estudio
rigidez a los actuales, deducidos a partir de
del punto fijo térmico de los modelos y los métodos de
coeficientes de seguridad superiores a los de las
cálculo analizados, debiendo estudiarse para cada
normativas vigentes.
|49|
• Los métodos para el cálculo de las distancias entre juntas de dilatación no contemplan, entre
• Los MEF's permiten contar con una herramienta de modelación potente a la que es necesario
otros aspectos, las propiedades del hormigón, las
calibrar de acuerdo a las condiciones del edificio,
condiciones de sustentación de las columnas
los saltos térmicos que puede experimentar,
(empotradas, simplemente apoyadas o elásticas),
considerando la etapa constructiva y de servicio,
la distancia entre las mismas, la forma, la
en base a coeficientes, factores del hormigón y el
longitud total y configuración del edificio, así
terreno suficientemente estudiados.
como tampoco los espesores de las losas, falta de linealidad en el comportamiento del hormigón o
• Es necesario remarcar las dificultades que se
la variabilidad del coeficiente de dilatación del
presentan con la ejecución de juntas de
mismo. De igual manera, no se consideran
dilatación, tanto en la etapa constructiva, como
contenidos de humedad ambiente, tipo y rigidez
en la de servicio de la estructura, frente a la falta
de los cerramientos, posición y disposición de
de mantenimiento y al potencial ingreso del agua
núcleos rígidos, asimismo, la climatización del
por las mismas.
edificio puede no ponerse en funcionamiento hasta un tiempo después de su cerramiento y ello afectar la longitud máxima tolerable. Por todo
• El presente artículo sólo representa una aproximación a un problema complejo, el cual
esto, es recomendable emplear valores
depende de cada estructura en particular, la zona
conservadores, más aún en lugares con elevadas
en la que se emplaza y de la experiencia del
amplitudes de temperatura.
calculista, así como de tareas mancomunadas entre los profesionales intervinientes en el
• Existe una amplia variedad de criterios y valores límites de deformaciones en muros y tabiques, tanto en investigaciones como en normativas, lo
proyecto y las tareas constructivas de la obra.
Referencias bibliográficas
cual dificulta precisar las distancias máximas entre juntas de dilatación.
• ACI 122R-14. 2014. Guide to Thermal Properties of Concrete and Masonry Systems.
• Resulta dudable el razonamiento de adoptar igual salto térmico para la estructura de pórticos expuestos que para el de las losas al encontrarse
• ACI 224.3R-95. 1995. Joints in Concrete Construction. ACI Committee 224. • ACI 224R-01. 2001. Traducción CIRSOC.
éstas en ambientes internos y climatizados, más
Control de la Fisuración en Estructuras de
aún en edificios con anchos importantes, donde
Hormigón.
las zonas internas aún de los pórticos que no están en el perímetro experimentarán deformaciones diferenciales con respecto a los de frente o contrafrente.
• ACI 318-63. 1963. Building Code Requirements for Structural Concrete. • ACI 530-13. 2013. Building Code Requirements and Specification for Masonry Structures. • American Concrete Institute. 1940. Report of
• Existe una amplia diferencia en los métodos aproximados expuestos, siendo el más conservador para la determinación de distancias
|50|
Joint Committee on Standard Specifications for Concrete and Reinforced Concrete. • American Society of Civil Engineers. 2010.
entre juntas de dilatación el propuesto por Martin
Minimum Design Loads for Buildings and Other
y Acosta.
Structures. ASCE 7-10.
• Associacao Brasileira de Normas Técnicas.
• Hunter, L. E., 1953. Construction and Expansion
2014. ABNT NBR 6118-14. Projeto de
Joints for Concrete. Civil Engineering and Public
Estructuras de Concreto.
Works Review, V. 48, No. 560, Feb. 1953, pp.
• Association Française de Normalisation. 1986. Technical Rules for the Design and Calculation
157-158, and V. 48, No. 561, Mar., pp. 263-265. • Martin, I., and Acosta, J. 1970. Effect of Thermal
of Reinforced Concrete Structures and Bulings
Variations and Shrinkage on One Story
using the Limt States Method. AFNOR Bulletin
Reinforced Concrete Buildings. Designing for
No. 62.
the Effects of Creep, Shrinkage, and Temperature
• Calavera Ruiz J. 2005. Patología de Estructuras de Hormigón Armado y Pretensado. INTEMAC. 2º Edición. • CIRIA Report 146. 1995. Design and Construction of Joints in Concrete Structures. M. N. Bussell and R. Carter. Construction Industry Research and Information Association. London. • CIRSOC 201-05. 2005. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón. INTI-CIRSOC. • CIRSOC 501-07. 2007. Reglamento Argentino de Estructuras de Mampostería.
in Concrete Structures, SP-27, American Concrete Institute, Detroit, pp. 229-240. • Meli Piralla. 1994. Diseño Estructural. Ed. Limusa. • Ministerio de Vivienda. 2006. Código Técnico de Edificación. • National Academy of Sciences. 1974. Expansion Joints in Buildings. Technical Report No. 65, Washington, DC, 43 pp. • Portland Cement Association, 1982. Building Movements and Joints. Skokie, IL, 64 pp.
|51|
Diseño sísmico de edificios de 6 a 14 pisos con pórticos o tabiques según ACI 318 (2019) Comparación de costos de construcción y daños esperados en la vida útil Maestría en Ingeniería Estructural 1 UTN – Regionales Avellaneda / Buenos Aires / General Pacheco r.bertero@gmail.com
El presente trabajo resume el diseño de estructuras sismorresistentes de pórticos o tabiques para un edificio con planta tipo y altura variable entre 6 a 14 pisos, cumpliendo todos los requerimientos del ACI 318-2019 en una zona de alta sismicidad correspondiente a un espectro de diseño con una probabilidad del 10% de ser superado en 50 años. Se comparan las dimensiones, las armaduras, el detallado de los elementos principales, la sobrerresistencia y el costo de construcción obtenidos en función del número de pisos y la tipología de la estructura resistente. Posteriormente, para un espectro de diseño con una probabilidad del 50% de ser superado en 50 años, se compara la respuesta para el esfuerzo de corte basal, ductilidad global, distorsiones de entrepiso y aceleraciones en los distintos niveles. A partir de dicha respuesta, se estima la probabilidad de daño a los elementos estructurales, no estructurales y contenidos. Se comparan los costos derivados de los daños, así como la capacidad de las instalaciones para permanecer en servicio luego del movimiento sísmico (resiliencia). En función de los resultados obtenidos, se presentan recomendaciones sobre la tipología estructural más adecuada desde el punto de vista de su costo global.
INTRODUCCIÓN Para preparar este trabajo se ha tenido especialmente en cuenta que la eficacia de un diseño sismorresistente debe incluir, no sólo el costo de la construcción inicial, si no también, los costos de los daños que podrían ocurrir ante sismos menores durante la vida útil de la estructura. Reconociendo que no existen una gran cantidad de análisis de este tipo, se ha considerado que resulta de gran utilidad, a la hora de proyectar una estructura sismorresistente, contar con ejemplos de aplicación los cuales consideren similares condiciones de contorno y que analicen la influencia de la altura del edificio y su tipología estructural. Esto resulta útil
|52|
Figura 1 Planta tipo de la estructura
tanto para estimar la geometría de los elementos resistentes y el diseño de las secciones estructurales, como también, las distorsiones y aceleraciones a las que se
1. DISEÑO DE PORTICOS 1.1 Descripción del procedimiento de diseño
verá sometida la edificación ante la ocurrencia de los
Los elementos estructurales sismorresistentes (tanto
terremotos esperados en el sitio, estando estos últimos
pórticos como tabiques), fueron diseñados para un
parámetros (distorsiones y aceleraciones) relaciona-
sismo con un periodo de recurrencia Tr = 475 años, lo
dos directamente con los daños materiales y sus costos
que corresponde a una probabilidad de ocurrencia del
de reparación.
10% en 50 años. Esto permite que el presente análisis
Se aborda, a continuación, de forma sistemática, el es-
IV proporcionado por nuestra normativa nacional (IN-
tudio de estructuras sismorresistentes materializadas
PRES-CIRSOC 103). Teniendo en cuenta los paráme-
por pórticos y tabiques de hormigón armado para di-
tros seleccionados, la pseudo velocidad de diseño
ferente número de pisos (6, 8, 10, 12 y 14), cum-
aplicada para el dimensionamiento fue de 100 cm/s.
sea comparable con el sismo de diseño para la Zona
pliendo todos los requerimientos del reglamento ACI
Para llevar adelante el diseño de los pórticos se partió
318-2019. La planta tipo utilizada para el presente
de un dimensionamiento preliminar por rigidez, al
análisis se muestra en la Figura 1.
cual se le impuso como condición que la máxima distorsión del entrepiso no sea mayor al 2%. De esta
En la dirección del eje Y el sistema resistente a las ac-
forma, teniendo en cuenta la sección mínima de las co-
ciones horizontales consiste de dos pórticos de tres
lumnas para soportar las cargas gravitatorias, se obtu-
vanos, mientras que en la dirección X de dos tabiques
vieron las dimensiones de columnas y vigas.
de ocho metros de longitud, en ambos casos ubicados en los lados de la planta de tal modo de minimizar los
Posteriormente, se determinó la armadura longitudi-
efectos torsionales.
nal de vigas por condición de resistencia para las fuer-
1. Estudiantes: Alfaro, Matías; Bailón, Agustín; Barthalot, Constanza; Burgueño, Emilio; Cepeda Ordoqui, Valentín; Cozza, Alejandro; Crestán, Florencia, Dias Molina, Juan Carlos; Escudero, Ángel; Folghera, Gustavo; González Mercado, Francisco; Haucke, Joaquín; Jaramillo, Emilio; Marquez, Daniel; Medina, María Teresita; Nuñez, Mariano; Romano Senilliani, Christian; Rosito, Darío; Santillán, Carlos; Scotillo, Florencia; Spinozzi, Aixa; Tovar Muñoz, Iván; Villaruel, Lourdes; Zimmerman, Gustavo.
|53|
zas elásticas reducidas, donde se consideró el coefi-
Una vez diseñados todos los elementos de acuerdo
ciente de reducción correspondiente al de un pórtico
con los requisitos reglamentarios, se determinó me-
de ductilidad completa (R = 7). La armadura transver-
diante cálculo plástico, la sobrerresistencia, es decir,
sal de las vigas fue diseñada para los esfuerzos de corte
la relación entre el esfuerzo de corte en la base en
propios del mecanismo de colapso.
fluencia (considerando los valores medios de la tensión de fluencia del acero y la sección de armadura
En el caso de las columnas, tanto su armadura longi-
efectivamente colocada) y el corte en la base de di-
tudinal como transversal, también fue determinada
seño, obteniéndose los resultados mostrados en la
para los esfuerzos derivados del mecanismo de co-
Tabla 3.
lapso. La armadura transversal obtenida para satisfacer los esfuerzos de corte fue comparada con la
Se concluye que, en el caso de pórticos, es esperable
necesaria para asegurar un adecuado confinamiento
una sobrerresistencia del orden de 2.
de la sección. En este caso, el confinamiento surge de
!"#$%&"&'&(')%*+*'
,+-.(..(*%*$(#/%"'.("0'
1'
2345'
6'
2347'
tación plástica mayor a 0.03%. De todas estas
28'
2341'
condiciones, se adoptó la que conduce a la mayor sec-
29'
9389'
ción de armadura transversal.
27'
9389'
la necesidad de suplementar la pérdida de resistencia axial por rotura del recubrimiento, de asegurar una determinada deformación última del hormigón y una ro-
Tabla 3 Sobrerresistencia del sistema según la cantidad de pisos del edificio
Finalmente, se verificó la tensión tangencial y el deslizamiento de la armadura en los nudos.
1.2 Comparación del diseño resultante según la altura del edificio
2. DISEÑO DE TABIQUES En las Tablas 1 y 2 se muestran los resultados obteni-
Tabla 1 Dimensiones, volumen de hormigón, peso de acero y costos de construcción en pórticos según cantidad de pisos del edificio.
|54|
dos para edificios de 6, 8, 10, 12 y 14 pisos de los si-
2.1 Descripción del procedimiento de diseño
guientes parámetros: De la misma forma que para el diseño de los pórticos, • Encofrado.
para los tabiques se partió de un dimensionamiento
• Armadura.
preliminar por rigidez al cual se le impuso, como
• Sobrerresistencia.
condición, que la máxima distorsión del entrepiso
• Costo de construcción.
para el sismo de diseño no sea mayor al 2% en nin-
• Detallado de columnas y vigas del primer piso.
gún piso.
Tabla 2 Resumen del diseño de las columnas y vigas de los pórticos sismorresistentes según la cantidad de pisos del edificio
De esta forma, teniendo en cuenta el espesor mínimo
El paso siguiente implica verificar la capacidad de dis-
para evitar el pandeo lateral, se obtuvieron las dimen-
torsión media del tabique, teniendo en cuenta como
siones de los tabiques. Seguidamente, luego de trans-
esa capacidad es modificada por el nivel de las tensio-
formar el modelo continuo del tabique en uno discreto
nes de corte en el tabique.
y de construir la matriz rigidez, se determinaron las solicitaciones de diseño a partir de las fuerzas elásticas
Esto en algunos casos lleva a aumentar el espesor del
reducidas (factor de reducción R = 5).
tabique determinado inicialmente por rigidez.
|55|
Figura 2 Detalle del elemento de borde de un tabique según ACI 318 (2019) A los efectos de la disposición de armadura en el tabi-
se encuentre dada en la base, para de esta forma, ase-
que, la sección transversal se divide en los elementos
gurar la formación de una rótula plástica donde se dis-
de borde (con las dimensiones mostradas en la Figura
pone armadura de confinamiento.
2) y el alma. La armadura de alma se diseña con la cuantía mínima
2.2 Comparación del diseño resultante según la altura del edificio
reglamentaria ( =0.0025). A partir de la carga vertical, la armadura de alma, la calidad del hormigón y la
En las Tablas 4 y 5 se muestran los resultados obteni-
longitud del tabique L, es posible determinar la pro-
dos para los edificios de 6, 8, 10, 12 y 14 pisos de los
fundidad del eje neutro en estado último, c. Según sea
siguientes parámetros:
la profundidad del eje neutro en relación con la curvatura máxima esperada en la respuesta sísmica, se de-
• Encofrado
termina la necesidad o no de un confinamiento del
• Armadura
elemento de borde.
• Sobrerresistencia • Costo de construcción
Luego se procede al diseño de la armadura longitudinal en los elementos de borde y se verifica el tabique
• Detallado de elementos de borde en la parte inferior del tabique
a los esfuerzos de corte considerando la amplificación dinámica esperada durante la respuesta. A continua-
Para este caso de tabiques, se consideran también en
ción, se determina la armadura de alma horizontal te-
el cómputo de materiales y mano de obra los vanos
niendo en cuenta el corte que toma el hormigón, el
adyacentes de columnas y vigas para cargas gravita-
cual, a su vez, depende de la esbeltez del tabique.
torias.
Por último, y posteriormente a verificar el corte por
Una vez diseñados todos los elementos de acuerdo
fricción en la base, se determina la armadura de con-
con los requisitos reglamentarios, se determinó me-
finamiento necesaria en los elementos de borde. Esta,
diante cálculo plástico la sobrerresistencia, es decir, la
al igual que en pórticos, surge de suplementar la pér-
relación entre el esfuerzo de corte en la base en fluen-
dida de resistencia axial por rotura del recubrimiento
cia (considerando los valores medios de la tensión de
y de asegurar una determinada deformación última del
fluencia del acero y la sección de armadura efectiva-
hormigón.
mente colocada) y el corte en la base de diseño, obteniéndose los resultados presentados en la Tabla 6. Se
|56|
Debido a que el momento flector es máximo en la base
concluye que, en el caso de tabiques, es esperable una
del tabique y disminuye hacia los pisos superiores, se
sobrerresistencia del orden de 1.4. Un valor menor que
distribuye en altura la armadura vertical y la armadura
en pórticos es esperable al no existir, en este caso, una
de confinamiento. Se debe cumplir que la menor rela-
sucesión de rótulas plásticas parciales hasta alcanzar
ción entre el momento probable y el momento último
el mecanismo de fluencia final.
Cantidad de pisos
Espesor de tabique (cm)
Volumen de hormigón (m3)
Peso de barras (ton)
Cuantía (ton/m3)
Costo (materiales + mano de obra) USD
Costo por piso (USD)
6
30
154
17,9
0,116
126.000
21.000
8
30
213
26,5
0,124
184.000
23.000
10
32
299
37,4
0,125
264.000
26.400
12
32
392
47,0
0,120
340.000
28.300
14
36
505
56,3
0,112
417.000
29.800
Tabla 4 Espesores, volumen de hormigón, peso del acero y costos de construcción en tabiques, según cantidad de pisos del edificio
Cantidad de pisos
Tabla 5 Resumen del diseño de los tabiques, según la cantidad de pisos del edificio Armadura long. en elem. borde
Estribos en elem. de borde
6
12 db 32
db 12c/20cm
8
22 db 25
db12 c/ 20cm
10
22 db 25
db12 c/ 12cm
12
20 db 25
db12 c/ 12cm
14
20 db 25
db12 c/ 12cm
Elemento de borde del tabique
!"#$%&"&'&(')%*+*'
,+-.(..(*%*$(#/%"'.("0'
1'
2342'
5'
2367'
28'
2369'
2:'
236;'
24'
2361'
Tabla 6 Sobrerresistencia del sistema, según la cantidad de pisos del edificio
|57|
3. COMPARACIÓN ENTRE PÓRTICOS Y TABIQUES
el armado y el encofrado), tiende a ser del orden de la mitad respecto del de los pórticos sismorresistentes
3.1 Comparación del criterio de diseño determinante para las dimensiones de los elementos
para el mismo edificio. Los costos de construcción de los tabiques tienden a aumentar linealmente con el número de pisos ya que,
Como se observa en la Tabla 7, para pórticos de 6 a 8
como vimos, el espesor se mantiene aproximada-
pisos, el criterio determinante para las dimensiones de
mente constante, puesto que, a mayor altura, si bien
las vigas y columnas fueron las tensiones tangenciales
aumenta la masa, el mayor período de la estructura
máximas en los nudos. A partir de los 10 pisos, el di-
hace que las aceleraciones disminuyan y, por lo
seño de las dimensiones de los elementos estructurales
tanto, la fuerza de diseño y el esfuerzo de corte se
es controlado por la rigidez necesaria para no superar
mantienen aproximadamente constantes. En el caso
el 2% de distorsión máxima. En el caso de tabiques de
de los pórticos este efecto se ve atenuando al reque-
6 pisos, el espesor es controlado por las tensiones de
rirse mayores dimensiones para controlar la rigidez
corte. Entre los 8 y los 10 pisos, por la capacidad de
de la estructura y soportar las cargas gravitatorias en
distorsión afectada por los ciclos de carga y descarga
las columnas.
con tensiones tangenciales elevadas. A partir de los 12 pisos, el espesor es controlado por la condición inicial de rigidez. Es interesante destacar que, para ambas tipologías, a partir de una cierta altura, no son las fuer-
3.3 Comparación del Corte en la Base y la Ductilidad Global para un sismo con un período de recurrencia de 72 años
zas sino los desplazamientos quienes controlan las dimensiones de los elementos estructurales.
Tomando como referencia las fallas en las proximidades de la ciudad de San Juan, se llevó a cabo un
3.2 Comparación de los costos de construcción
análisis probabilístico para determinar el espectro de diseño de 10% de probabilidad de ocurrencia en 50 años (475 años de recurrencia) y de 50% de pro-
En la Figura 3 se muestran los costos de construcción,
babilidad de ocurrencia en 50 años (72 años de re-
tanto para pórticos como para tabiques. A partir de los
currencia). Con el primero se obtiene un espectro de
datos de las Tablas 1 y 4 se puede deducir que la mar-
diseño muy parecido al del INPRES-CIRSOC 103
cada diferencia en el costo está dada principalmente
y fue utilizado para el diseño en este trabajo.
por la menor cuantía de acero requerida por los tabi-
Tabla 7 Condiciones determinantes de las dimensiones de los elementos resistentes
!
|58|
ques, ya que el volumen de hormigón tiende a ser del
Con el sismo de 72 años se ejecutó un análisis elástico
mismo orden. En términos generales, los costos de
lineal para determinar el comportamiento esperado
construcción de los tabiques sismorresistentes (con
ante un sismo con un 50% de probabilidad de ocurren-
menores requerimientos de mano de obra al facilitarse
cia en la vida útil del edificio.
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Figura 3 Comparación de costos de construcción de pórticos y tabiques
En la Tabla 8 se muestra el corte elástico en la base y
modo resultante del diseño tiende a parecerse a la de
la ductilidad global alcanzada en dicho análisis. En el
los pórticos.
caso de los pórticos, el corte en la base se mantiene aproximadamente constante con el número de pisos,
En ambos casos, la ductilidad global oscila entre 1.3
mientras que disminuye significativamente en el caso
y 1.5, indicando bajos niveles de daño estructural y la
de tabiques.
razonabilidad del análisis en régimen elástico lineal para un sismo con 50% de probabilidad de ocurrencia
Esto es consecuencia del menor período del primer
en la vida útil.
modo de vibración resultante del espesor requerido
Tabla 8 Corte basal elástico y ductilidad global calculada para un sismo con un período de recurrencia de 72 años
para alcanzar la capacidad de distorsión necesaria afectada por el nivel de los esfuerzos de corte. A medida que la altura crece esta condición se va haciendo menos determinante, y el período del primer
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|59|
Figura 4 Distorsiones de entrepisos máximas en pórticos y tabiques
En la Figura 5 se aprecia la comparación de las aceleraciones elásticas máximas esperadas en pórticos y tabiques. En ambos casos, en los pisos inferiores se parte de la aceleración máxima del terreno que es amplificada por la estructura en los pisos superiores. Debido a los períodos naturales más bajos y a la mayor participación de los modos superiores, las aceleraciones en los tabiques son marcadamente superiores respecto de los pórticos, indicando un mayor daño esperado a los contenidos. En la Figura 6 se puede ver la comparación de las máximas distorsiones y aceleraciones esperadas según el número de pisos para pórticos y tabiques. Se aprecia que en todos los casos los pórticos presentan mayores distorsiones y menores aceleraciones respecto de los tabiques. Esto haría esperable un mayor nivel de daño de cerramientos en un edificio de pórticos y de contenidos para un edificio con tabiques. La diferencia en la máxima distorsión es del orden del doble en pórticos para 6 pisos, hasta prácticamente desaparecer para edificios de 14 pisos. En el caso de las aceleraciones, partiendo de casi el doble en tabiques para 6 pisos de mantiene un 50% mayor para edificios de 14 pisos.
3.4 Comparación de las aceleraciones y distorsiones en los entrepisos para un sismo con un período de recurrencia de 72 años
3.5 Comparación de los daños esperados para un sismo con un período de recurrencia de 72 años Para comparar el comportamiento de los sistemas sis-
En la Figura 4 se puede ver la comparación de las dis-
morresistentes mencionados en el presente trabajo en
torsiones de entrepisos elásticas máximas esperadas
respuesta a un sismo con un período de recurrencia de
en pórticos y tabiques.
72 años, se calculó el costo de reparación de los edificios a partir de las curvas propuestas a continuación.
Se nota claramente el comportamiento marcada-
|60|
mente diferente, con distorsiones máximas en los
Estas fueron modeladas a partir de trabajos previos los
pisos inferiores de los pórticos y en los pisos supe-
cuales abordaron esta temática en otras partes del
riores de los tabiques, indicando en qué pisos se es-
mundo, y se adaptaron a los elementos no estructura-
peran los daños mayores a los cerramientos.
les y contenidos típicos en edificios de nuestro país.
En las Tablas 9 y 10 se presentan los costos de reparación por piso para los casos analizados. En la Figura 10, se comparan los costos de construcción y los de los daños en pórticos y tabiques para un sismo con un período de recurrencia de 72 años. De la comparación que se muestra en la Figura, puede deducirse que los costos de los daños esperados en pórticos y tabiques son del mismo orden. Otra conclusión, sumamente significativa, es que los costos de los daños son más del doble respecto de los costos de construcción inicial. Esto indica claramente la necesidad de realizar un diseño basado en la performance cuando los contenidos de una instalación (como hospitales, laboratorios, museos) son de costo elevado.
Figura 5 Aceleraciones máximas en cada planta en pórticos y tabiques
Figura 6 Comparación de las aceleraciones y distorsiones máximas en pórticos y tabiques
|61|
Figura 7 Curva de Costos de reparación versus Peak Ground Acceleration
Figura 8 Curva de Costos de reparación versus Distorsión de entrepiso (pórticos)
Figura 9 Curva de Costos de reparación versus Distorsión de entrepiso (tabiques)
Tabla 9 Costos de reparación de pórticos
|62|
Piso
6
8
10
12
14
1
US$ 110.000,00
US$ 108.000,00
US$ 107.000,00
US$ 107.000,00
US$ 106.000,00
2
US$ 105.000,00
US$ 105.000,00
US$ 104.000,00
US$ 103.000,00
US$ 101.000,00
3
US$ 100.000,00
US$ 104.000,00
US$ 102.000,00
US$ 100.000,00
US$ 98.000,00
4
US$ 100.000,00
US$ 99.000,00
US$ 100.000,00
US$ 98.000,00
US$ 98.000,00
5
US$ 95.000,00
US$ 94.000,00
US$ 95.000,00
US$ 95.000,00
US$ 95.000,00
6
US$ 80.000,00
US$ 89.000,00
US$ 90.000,00
US$ 92.000,00
US$ 92.000,00
7
-
US$ 78.000,00
US$ 87.000,00
US$ 89.000,00
US$ 90.000,00
8
-
US$ 74.000,00
US$ 85.000,00
US$ 87.000,00
US$ 88.000,00
9
-
-
US$ 73.000,00
US$ 83.000,00
US$ 85.000,00
10
-
-
US$ 72.000,00
US$ 70.000,00
US$ 70.000,00
11
-
-
-
US$ 68.000,00
US$ 68.000,00
12
-
-
-
US$ 68.000,00
US$ 67.000,00
13
-
-
-
-
US$ 65.000,00
14
-
-
-
-
US$ 66.000,00
TOTAL
US$ 590.000,00
US$ 751.000,00
US$ 915.000,00
US$ 1.060.000,00
US$ 1.189.000,00
Piso
6
8
10
12
14
1
US$ 30.000,00
US$ 30.000,00
US$ 30.000,00
US$ 30.000,00
US$ 30.000,00
2
US$ 70.000,00
US$ 58.000,00
US$ 40.000,00
US$ 36.000,00
US$ 36.000,00
3
US$ 100.000,00
US$ 75.000,00
US$ 68.000,00
US$ 60.000,00
US$ 55.000,00
4
US$ 125.000,00
US$ 105.000,00
US$ 88.000,00
US$ 80.000,00
US$ 72.000,00
5
US$ 132.000,00
US$ 120.000,00
US$ 112.000,00
US$ 97.000,00
US$ 94.000,00
6
US$ 186.000,00
US$ 131.000,00
US$ 118.000,00
US$ 102.000,00
US$ 102.000,00
7
-
US$ 139.000,00
US$ 112.000,00
US$ 108.000,00
US$ 110.000,00
8
-
US$ 160.000,00
US$ 114.000,00
US$ 109.000,00
US$ 114.000,00
9
-
-
US$ 130.000,00
US$ 98.000,00
US$ 111.000,00
10
-
-
US$ 120.000,00
US$ 104.000,00
US$ 101.000,00
11
-
-
-
US$ 115.000,00
US$ 99.000,00
12
-
-
-
US$ 161.000,00
US$ 107.000,00
13
-
-
-
-
US$ 124.000,00
14
-
-
-
-
US$ 157.000,00
TOTAL
US$ 643.000,00
US$ 818.000,00
US$ 932.000,00
US$ 1.100.000,00
US$ 1.312.000,00
Tabla 10 Costos de reparación de tabiques
|63|
desplazamientos quienes controlan las dimensiones de los elementos estructurales. Establecidos los diseños en cuanto a dimensiones, armaduras y detallado de los elementos que conforman la estructura, se estimaron los costos de construcción correspondientes en función de la altura del edificio. Para alturas que varían desde 6 hasta 14 pisos, el costo de construir un tabique para tomar la carga sísmica resultó ser más económico, ya que los costos oscilaron entre un 45% y un 50% respecto de los valores correspondientes a la construcción de un pórtico que cumpla la misma función. Posteriormente, se efectuó el estudio de los costos de
Figura 10 Comparación de los costos de construcción y los costos de daños en pórticos y tabiques para un sismo con un período de recurrencia de 72 años
reparación ante la eventual ocurrencia de un sismo.
CONCLUSIONES
Considerando esta vez un período de retorno de 72 años, se estimaron las distorsiones y aceleraciones por nivel, pudiendo de esta manera, establecerse los daños
En la primera instancia del desarrollo del presente tra-
asociados para elementos estructurales, no estructu-
bajo, se diseñaron las estructuras sismorresistentes de
rales y contenidos. En este caso, se obtuvo que los cos-
un edificio de hormigón armado de planta regular, de
tos de los daños correspondientes al edificio con
acuerdo con los requerimientos del reglamento ACI
tabiques son ligeramente mayores a los obtenidos para
318-2019, para la zona de sismicidad más crítica de
edificio de pórticos, en un porcentaje considerable-
nuestro país y para sismos con período de retorno de
mente más bajo en comparación con las diferencias en
475 años.
los costos de construcción.
Para pórticos de 6 a 8 pisos, el criterio determinante
Otra conclusión, sumamente significativa, es que los
para las dimensiones de las vigas y columnas fueron
costos de los daños para un sismo con un período de
las tensiones tangenciales máximas en los nudos. A
recurrencia de 72 años son más del doble respecto de
partir de los 10 pisos, el diseño de las dimensiones de
los costos de construcción inicial. Esto indica clara-
los elementos estructurales es controlado por la rigi-
mente la necesidad de plantear un diseño basado en la
dez necesaria para no superar el 2% de distorsión
performance, cuando los contenidos de una instala-
máxima.
ción (como hospitales, laboratorios, museos) son de elevado costo.
En el caso de tabiques de 6 pisos, el espesor es controlado por las tensiones de corte en la sección transver-
Bibliografía
sal. Entre los 8 y los 10 pisos, por la capacidad de distorsión afectada por los ciclos de carga y descarga
• American Concrete Institute (2019). Building
con tensiones tangenciales elevadas. A partir de los 12
Code Requirements for Structural Concrete (ACI
pisos el espesor es controlado por la condición de ri-
318-19) and commentary (ACI 318R-19).
gidez necesaria para no superar el 2% de distorsión
American Concrete Institute, Committee 318.
máxima. • Jack Moehle (2014). Seismic Design of
|64|
Es interesante destacar que, para ambas tipologías, a
Reinforced Concrete Buildings. McGraw-Hill
partir de una cierta altura, no son las fuerzas sino los
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