Estructura mEtálica para la ampliación dE la univErsidad argEntina dE la EmprEsa (uadE)
sistEma dE EmpuJE para taBlErO mEtálicO dE dOBlE acción miXta
actualiZación dEl rEglamEntO cirsOc 102: cOEFiciEntEs dE cargas dE viEntO para Estructuras cErradas cOn cuBiErtas aBOvEdadas
28° JOrnadas argEntinas dE ingEniEria Estructural
FOtO dE tapa
Edificio central campus uadE. Esta obra recibió el premio “ing. José luis delpini” a la Estructura notable Bienio 2023-2024, otorgado al Estudio guitelman sa durante las 28º Jornadas argentinas de ingeniería Estructural organizadas por la aiE.
REVISTA IE
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Estructura metálica para la ampliación de la universidad argentina de la Empresa (uadE). diseño y fabricación de un puente de 85 m entre dos edificios existentes
26 sistema de empuje para tablero metálico de doble acción mixta
44 actualización del reglamento cirsOc 102: coeficientes de cargas de viento para estructuras cerradas con cubiertas abovedadas
58 28° Jornadas argentinas de ingeniería Estructural
La ingeniería estructural en Argentina enfrenta significativos retos en un momento donde las demandas sobre nuestras infraestructuras son mayores que nunca. En todo el país, los ingenieros estructurales nos encontramos en el centro de los esfuerzos por garantizar que nuestras estructuras no solo sean seguras y funcionales, sino que también se encuentren preparadas para un futuro lleno de incertidumbres.
Uno de los desafíos más apremiantes es el estado de deterioro de la infraestructura existente, particularmente en puentes y rutas que son fundamentales para la conectividad y el transporte de bienes. Muchas de esas estructuras fueron construidas hace varias décadas y ya han superado su vida útil. Enfrentamos la urgente necesidad de repararlas o reemplazarlas, lo que implica intervenciones significativas para garantizar la seguridad pública y evitar colapsos o fallas estructurales. Además, debemos abordar la infraestructura para el agua y el saneamiento. En un país donde la crisis hídrica afecta a varias regiones, es vital garantizar que nuestras presas, canales y sistemas de abastecimiento y tratamiento de agua se encuentren diseñados para resistir eventos climáticos extremos y asegurar el acceso a agua potable para millones de personas. El correcto diseño y mantenimiento de dichas infraestructuras es clave para evitar desastres, como las inundaciones, que cada vez son más frecuentes debido al cambio climático.
El desarrollo de nuevas rutas y puentes en áreas rurales y urbanas también es clave. Estos proyectos no solo impulsan el crecimiento económico, facilitando el transporte de productos y servicios, sino que además reducen las desigualdades entre regiones. Sin embargo, la escasez de recursos y la falta de planificación a largo plazo han generado retrasos y complicaciones en la implementación de estas obras, muchas de las cuales se encuentran paralizadas o incompletas.
La urbanización acelerada en ciudades como Buenos Aires, Córdoba y Rosario agrava este panorama, ya que el crecimiento desordenado y la sobrepoblación han generado presiones adicionales sobre infraestructuras ya colapsadas. Las construcciones en
zonas de riesgo y la falta de resiliencia de las obras existentes ante eventos sísmicos y climáticos hacen urgente la necesidad de replantear nuestros modelos estructurales. Por otra parte, la modernización tecnológica es otro desafío. Si bien se ha avanzado en la adopción de tecnologías como BIM (Building Information Modeling) y en el uso de materiales innovadores, aún falta una integración generalizada en proyectos a gran escala. Esta tecnología no solo permite mejorar la eficiencia y calidad de las construcciones, sino que facilita el mantenimiento preventivo y la gestión integral de infraestructuras complejas. Desde nuestra Asociación de Ingenieros Estructurales (AIE), estamos comprometidos con la difusión del conocimiento y las experiencias. La reciente y exitosa edición de las Jornadas Argentinas de Ingeniería Estructural, nuestros canales de comunicación, como el News "Ingeniería Estructural" de los días lunes, nuestras redes sociales, los cursos y seminarios que organizamos, el ciclo “Conversaciones AIE” y la tradicional Revista IE, constituyen esfuerzos fundamentales para compartir saberes y mantener informados a los profesionales del sector. Estos espacios nos permiten intercambiar ideas, fortalecer las mejores prácticas y mantenernos al día con las últimas innovaciones en el campo de la ingeniería estructural.
Es crucial que nuestras autoridades consideren las opiniones técnicas y las experiencias que compartimos a través de estos medios, ya que contar con la participación activa de los ingenieros estructurales en la toma de decisiones permitirá desarrollar infraestructuras más seguras y sostenibles.
Solo trabajando juntos, podremos superar los desafíos que enfrenta nuestro país y garantizar un futuro próspero para las próximas generaciones
Ing. Civil Horacio Pieroni Presidente de la Asociación de Ingenieros Estructurales presidente@aiearg.com.ar
Publicación de la Asociación de Ingenieros Estructurales para la información y divulgación de temas científicos y técnicos
Edición digital 78
ISSN 16671511 / AÑO 28 / DICIEMBRE DE 2024
PRESIDENTE:
Ing. Horacio G. Pieroni
SECRETARIO:
Ing. Ricardo Taba
TESORERO:
Ing. Carlos Gustavo Gauna
VOCALES TITULARES:
Ing. Patricia Lucía Aab
Arq. Roberto Alfie
Ing. Alberto Fainstein
Ing. Carlos Marcelo Salomone
VOCALES SUPLENTES:
Ing. Gloria Gutiérrez
Ing. Carlos Larsson
REVISORES DE CUENTAS:
Ing. Raúl Curutchet
Ing. Aldo Loguercio
SECRETARÍA:
Lic. María Laura Rivas Díaz
Sandra Orrego
La Revista IE es una publicación técnica que realiza la ASOCIACIÓN DE INGENIEROS ESTRUCTURALES (AIE). El contenido incluye artículos técnicos con temáticas actuales y de interés. Seleccionando el número que le interesa, es posible acceder a la EDICIÓN DIGITAL de la revista, y a los resúmenes de los artículos publicados en esa edición.
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EXTERIOR
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Colombia: Ing. Luis Enrique García (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, 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)
Venezuela: Inga. Oladis Tronconis de Rincón (Zulia)
Edición digital, diciembre 2024
Por Darín, Gustavo; Ingeniero Civil, Estudio Darín & Asociados, Argentina. estudiodarin@gmail.com, Ferrari, José; Ingeniero Civil, Estudio Darín & Asociados, Argentina. estudiodarin@gmail.com
Gómez, José; Ingeniero Mecánico, Cinter SRL, Santa Fe, Argentina. jose.gomez@cinter.com.ar Perez, Javier; Ingeniero Civil, Cinter SRL, Santa Fe, Argentina. javier.perez@cinter.com.ar Rigiardi, Ezequiel; Ingeniero Civil, Esp. En Ing. Estructural, Cinter SRL, Santa Fe, Argentina. ezequiel.rigiardi@cinter.com.ar
rEsumEn
La estructura formó parte de una ampliación de dos niveles sobre la azotea original de la actual Universidad Argentina de la Empresa (UADE) en CABA durante los años 2022 y 2023, realizada para crear nuevas aulas. Se proyectó una estructura de acero para minimizar las cargas permanentes, los tiempos de ejecución y salvar las luces propuestas en el diseño arquitectónico, de unos 85 m de largo por 15 m de ancho, y una altura de casi 8 m, con dos voladizos a cada lado de 10.00 y 12.50 m. La solución estructural constó de pórticos transversales sobre apoyos de hormigón armado (nivel +26.61 m sobre calle Lima), siendo éstos columnas del nuevo bloque y tabiques reforzados en edificios existentes. Dos vigas reticuladas de toda la altura vin-
cularon a estos tres edificios, con diagonales y montantes acordes al diseño arquitectónico. Se consideraron los esfuerzos por variaciones de temperatura y las resistencias al fuego de los elementos de acero, en particular de aquellos que quedaron a la vista. Otro desafío fue la necesidad de interrumpir la circulación de vehículos durante períodos muy limitados en el montaje.
Durante la etapa ejecutiva, se propuso el reemplazo parcial de perfiles laminados por secciones armadas soldadas equivalentes. Se fabricaron piezas con conexiones abulonadas que satisficieron criterios estructurales, estéticos y de capacidades máximas de equipamientos de izaje. Se estudió el comportamiento estructural en etapas parciales de montaje y de su posterior mantenimiento.
Figura 1. Ubicación general
The structure was part of a two-level extension on the original roof of the current Universidad Argentina de la Empresa (UADE) in CABA during the years 2022 and 2023, carried out to create new classrooms. A steel structure was designed to minimize permanent loads, execution times, and to accommodate the proposed spans in the architectural design. With dimensions of approximately 85 m in length by 15 m in width, and a height of nearly 8 m, with cantilevers on each side of 10.00 and 12.50 m.
The structural solution consisted of transverse moment frames supported by reinforced concrete (level +26.61 m above Lima Street), with the central columns forming part of the new block and the end walls reinforced within existing buildings. Two trusses spanning the full height connected these three buildings, with diagonals and uprights in accordance with the architectural design. Consideration was given to the effects of temperature variations and the fire resistance of the steel elements, particularly those exposed. Another challenge was the need to temporarily interrupt vehicle traffic during assembly.
During the execution stage, the partial replacement of rolled profiles with welded built-up sections was proposed. Pieces with bolted connections were manufactured to meet structural, aesthetic, and maximum lifting equipment capacity criteria. The structural behavior was studied during partial assembly stages and subsequent maintenance.
La estructura en cuestión, perteneciente a la Universidad Argentina de la Empresa, tiene lugar en la ciudad de Buenos Aires y formó parte de la ampliación sobre la azotea que se llevó a cabo con el objetivo de generar un nuevo espacio destinado a aulas que ronda unos 3800 m2 de superficie cubierta.
Geométricamente se lo puede describir como un gran puente metálico apoyado sobre columnas y tabiques de hormigón. Las dimensiones generales son de aproximadamente 85 m de largo por 15 m de ancho, con una altura de unos 8 m distribuidos en dos niveles de aulas, mientras que el nivel superior tiene su uso como azotea inaccesible.
El presente trabajo se centra en la descripción del proceso para llevar a cabo la estructura de acero: desde su ingeniería, fabricación, hasta recomendaciones de montaje y mantenimiento. La estructura de acero original de pliego fue planteada, calculada y diseñada por el Estudio Darin y Asociados formando parte del grupo del Estudio Guitelman S.A. El proyecto de la estructura de hormigón fue realizado por el Estudio Guitelman S.A. En cuanto a la construcción de la estructura metálica, la misma fue llevada a cabo por Cinter S.R.L., mientras que todo lo referido a hormigón armado fue ejecutado por Constructora Sudamericana S.A.
Por tratarse de una estructura montada sobre tres edificios, dos existentes y uno nuevo, se requirió de un relevamiento topográfico exhaustivo que llevó a la retroalimentación del modelo de ingeniería de detalle y en ciertos casos a ajustes de modelos de cálculo para
redistribuir esfuerzos en zonas donde la limitación estaba dada por la capacidad de las estructuras de hormigón armado existentes y así evitar la necesidad de ejecución de refuerzos sobre éstas.
Adicionalmente en el diseño ejecutivo se consideró la planificación de las etapas constructivas que puedan ser restrictivas y determinantes y que no se limitan sólo al montaje propio de la estructura sino también a situaciones posteriores de mantenimiento.
Por las dimensiones de los elementos (vigas principales de hasta 8.00 m de altura), la fabricación se realizó en piezas independientes que se ensamblan en obra mediante uniones abulonadas. Para asegurar la coincidencia geométrica en obra, dada la complejidad de los encuentros, previamente en fábrica se realizaron premontajes con los ajustes necesarios para evitar demoras e inconvenientes en el sitio.
dEsarrOllO dE la ingEniErÍa
análisis estructural
El análisis de la estructura se realizó mediante software tridimensional trabajando en base a elementos finitos. En la etapa ejecutiva se utilizó un conjunto de programas: RAM Elements, RAM Connection e Idea Statica, estos últimos especialmente para analizar las conexiones. La tipología y forma de las mismas responden a requerimientos estéticos establecidos en el proyecto arquitectónico.
por tratarse de una estructura montada sobre tres edificios, dos existentes y uno nuevo, se requirió de un relevamiento topográfico exhaustivo.
mediante
Dentro de las cargas consideradas en este estudio se encuentran: el peso propio de los elementos junto con la losa de Steel Deck, la sobrecarga de uso, el viento y los efectos de la temperatura. Debido a que la magnitud de la sobrecarga era importante en comparación con el peso propio y por tratarse de una estructura hiperestática y con grandes voladizos, se debió estudiar la distribución de sobrecargas que generara los máximos esfuerzos en los elementos resistentes. Para ello se aplicó la alternancia de cargas mediante el ingreso de catorce combinaciones de posibles ubicaciones de sobrecargas a lo largo de esta estructura.
Teniendo en cuenta la naturaleza de la obra en la que el puente de acero apoyaba sobre una superestructura de hormigón, uno de los principales objetivos del análisis fue adecuar
la estructura metálica, modificando las configuraciones de los apoyos para mejorar el comportamiento y reducir la transferencia de esfuerzos a los edificios existentes.
De esta manera, se propuso un apoyo deslizante longitudinal sobre los tabiques de hormigón, permitiendo que dilate en forma libre, eliminando el corte en este sentido por efectos de temperatura. En consecuencia, a lo largo el puente queda “anclado” a la estructura de las columnas centrales.
Otro de los aspectos fundamentales a analizar se relacionaba con el montaje de la estructura y también con situaciones posteriores de mantenimiento, teniendo en consideración que los apoyos de neopreno deben reemplazarse cada una determinada cantidad de años.
6.
Esquema de libre dilatación de la estructura en sentido longitudinal
En cuanto al izaje de los elementos, se decidió hacerlo por piezas individuales, por lo que se debieron analizar las distintas etapas, planteando el uso de 6 torres provisorias de apoyo que aseguren la estabilidad de la estructura en todo momento, hasta ir completando la viga reticulada. Para las tareas de mantenimiento y reemplazo de los apoyos elastoméricos se dejaron previstos espacios para colocar gatos hidráulicos que permitan levantar la estructura para trabajar en ella. Este procedimiento debe realizarse con una planificación tal que permita llevarlo a cabo en un período en donde el uso del puente metálico esté restringido, por lo que se consideró para las verificaciones de la estructura una reducción del 70% de la sobrecarga de servicio (0.30 Li).
Otro de los aspectos fundamentales a analizar se relacionaba con el montaje de la estructura y también con situaciones posteriores de mantenimiento.
7. Esquema de ubicación de torres provisorias
definición de la tipología de los elementos estructurales
La estructura original de pliego fue planteada, calculada y diseñada por el Estudio Darín y Asociados formando parte del grupo del Estudio Guitelman S.A. Luego, en etapa ya ejecutiva, Cinter S.R.L. (como responsable de la estructura metálica dentro de la obra realizada por Constructora Sudamericana S.A.) realizó una alternativa por dicho proyecto en la cual se reemplazaron los perfiles laminados por secciones doble Te electrosoldados con calidad F-36. En todos los casos las secciones propuestas a adoptar se diseñaron de modo que sus dimensiones se mantengan aproximadas a las de la propuesta inicial para no interferir con cuestiones arquitectónicas ya definidas previamente, debido a que la arquitectura juega un papel preponderante particularmente en este proyecto. Por la modalidad de montaje por elementos individuales establecida para esta obra, se tuvo que considerar en el diseño a los pesos máximos de las piezas dada la
limitación de los equipos de izaje y su manipulación. En cuanto al diseño estructural, en sentido longitudinal la estructura estaba compuesta por dos vigas reticuladas de toda la altura del edificio y todo su largo materializada con cordones doble Te electrosoldados y diagonales y montantes que respetaban la tipología de las secciones tipo W laminados del diseño original. La estructura en sentido transversal fue planteada mediante 6 pórticos principales ubicados en coincidencia con los apoyos, siendo los 4 centrales los extremos superiores de las columnas de hormigón del nuevo bloque central y sus apoyos extremos los constituyen los refuerzos con tabiques sobre los edificios existentes. Sobre estos casos extremos se utilizaron apoyos elastoméricos para garantizar un apoyo deslizante y “topes” (conectores de corte) en sentido transversal para transferir los esfuerzos transversales producto del viento hacia los tabiques. Todas las columnas están articuladas en sus apoyos. Estos pórticos transversales contaban con tres niveles de vigas: Nivel 9, Nivel 10 y Azotea.
9. Vista pórticos transversales extremos con apoyo deslizante y conector de corte
Además, transversalmente se colocaron vigas de piso separadas hasta 3 m entre sí, que dan apoyo a las losas de steel deck de 76 mm calibre 20 con una capa de hormigón H-25 de 50 mm sobre cresta. Toda la estructura transversal se realizó con una alternativa de perfiles tipo Doble Te electrosoldados.
Con el fin de arriostrar contra el pandeo lateral torsional a las vigas transversales (de 12.80 m de
longitud), se fijó el Steel Deck a la misma mediante puntos de soldadura y ciertos sectores con conectores tipo Nelson de modo que se garantice el arriostramiento efectivo del ala superior de dichas vigas con el Steel Deck. Otra finalidad de dicha vinculación fue la de generar un diafragma rígido en toda la superficie, el cual garantiza la transmisión de las cargas horizontales hacia los pórticos transversales.
Finalizada la etapa de dimensionamiento, más allá de los lógicos ajustes e iteraciones en función de las soluciones constructivas, se inició el proceso de ingeniería de detalle, donde, mediante software especializado, se tradujo la maqueta de cálculo directamente en una maqueta tridimensional de elementos sólidos, a la que se le aplicaron los conceptos ideales de uniones y detalles pensados durante el cálculo. Esta maqueta se convirtió en una base de datos completa de la obra, donde cada pieza adquirió una entidad espacial, un nombre, sus características físicas (peso,
largo, ubicación espacial, calidad, terminación) así como su situación en el tiempo (en proceso de emisión, o fabricación, envío, o en colocación en obra).
A su vez mediante la misma se realizaron los cómputos de materiales, bulonería, pinturas, etc., permitiendo la formulación de reportes detallados, planos de fabricación y de montaje.
El traslado de toda la información de diseño desde el software de elementos finitos utilizado (RAM Elements) y el software para el detallamiento (Tekla Structures) se realizó mediante un archivo de intercambio neutro de extensión .sdn (Steel detail neutral file)
Figura 12. Detalle de nudo reticulado. Modelo BIM para detallamiento
El traspaso de información entre maqueta de cálculo y maqueta de detalle, así como luego el traspaso a las máquinas de fabricación, se dio completamente en forma electrónica mediante archivos de control numérico, evitando o minimizando la intervención humana y los posibles errores que ello conlleva. En el proceso de detallamiento de la estructura se procedió al ingreso de los detalles de vinculación, la bulonería adecuada a los esfuerzos, los procesos de soldadura de taller necesarios, verificación de coincidencia
de ejes o excentricidades admitidas, etc. En este caso, debido a que la obra se montaba por elementos individuales, hubo que seccionar los distintos elementos creando piezas del tamaño y peso adecuados para poder ser maniobradas por la grúa. Esto requirió un trabajo en conjunto de las oficinas de Cálculo e Ingeniería.
En la Figura 12 se puede observar un nudo del reticulado del puente, realizado con el modelo tridimensional para detallamiento.
En el mismo modelo se incluían todos los elementos auxiliares para montaje y todo lo necesario para la terminación completa de la obra, como ser chapas, canaletas y plegados de cierre, tornillería menor, etc. Luego se procedió a emitir planos de fabricación de la obra, los reportes de insumos, piezas y planos de montaje con las indicaciones necesarias para el “armado” de la obra.
Es importante destacar la importancia del trabajo coordinado con el equipo de proyectistas para facilitar y asegurar una solución estructural acorde con las funciones del proyecto y con los ideales estéticos. En este caso en particular, se trabajó en varias propuestas que se fueron puliendo hasta alcanzar los objetivos mencionados, logrando la satisfacción final de ambas partes.
La fabricación de la obra se desarrolló en la ciudad de Santa Fe. Como se mencionó, la transferencia de información electrónica entre maqueta y equipos de fábrica acompañan a los clásicos planos de fabricación, asegurando la correcta interpretación de geometría y materiales.
Todos los elementos de esta estructura se fabricaron en el taller y se entregaron a la obra de manera individual, en longitudes de hasta 14 m que permitían un fácil transporte. Los empalmes entre tramos principales se realizaron mediante bulones y cubrejuntas.
Por requerimiento del planteo se proyectaron las uniones principales de cubrejuntas como “slip critical” (deslizamiento crítico), donde la superficie de la conexión se preparó especialmente con pintura epoxi rico en zinc, que asegura la transferencia de esfuerzos por fricción.
Los cordones de las vigas reticuladas eran perfiles doble T de 600 mm de canto y 300 mm de ancho de alas. Los espesores de ala y alma variaban según los esfuerzos normales que solicitaban al reticulado. El armado de estos perfiles se realiza en una máquina especial de armado de perfiles que suelda de forma simultánea ambos cordones de soldadura que conectan el alma con cada ala. La soldadura se realiza mediante un procedimiento de arco sumergido y bajo estrictos controles de seguridad. La misma máquina tiene la capacidad de ajustar las deformaciones en las alas que se generan por el aporte de calor debido al proceso de soldeo.
Para el caso de las vigas reticuladas, que se componían de cordones de sección doble T y diagonales y montantes en base a perfiles laminados, al igual que el resto de los elementos se fabricaron por partes en el taller y se enviaron a la obra de manera individual. Sin embargo, debido a la complejidad del trabajo y para evitar inconvenientes y detección de errores una vez ubicados en obra, se realizó un pre montaje en fábrica. De esta manera, se fueron armando los distintos tramos de reticulados y corroborando la correcta fabricación de todos los elementos componentes.
En cuanto a la protección superficial de las piezas, aquellas que quedaban ocultas por el cerramiento (cielorraso o cerramientos laterales) se enviaron a obra sin pintar, y una vez allí se les aplicó una protección cementicia definitiva. A las diagonales y montantes de las vigas reticuladas longitudinales se les aplicó en fábrica un primer para luego colocar la pintura intumescente en obra que era su acabado definitivo y quedaba expuesto desde el interior.
En las Figuras 13 y 14 se observa un tramo de viga prearmada en fábrica y en la Figura 15 una conexión slip critical.
lOgÍstica
Considerando que la estructura debía montarse en un espacio muy reducido, dentro del centro de la ciudad de Buenos Aires, se debieron tener en cuenta algunos aspectos importantes a la hora de coordinar la fabricación y el envío de las piezas a obra.
▪ Por encontrarse dentro de una zona muy transitada, el ingreso de semirremolques se permitía solo en horario nocturno, de 22 a 02 hs.
▪ Debido al escaso lugar de acopio, las piezas a suministrar debían cubrir como máximo 7 días de montaje. Las prioridades se establecían en función de la secuencia de montaje planteada, de manera de asegurar la presencia de los elementos necesarios para cada etapa.
▪ Los camiones descargaban la estructura en la vereda, y se subía hasta la terraza final de acopio mediante la grúa torre.
Si bien el montaje no formó parte de las incumbencias de Cinter en este proyecto, se ocupó el rol de supervisión que incluía entre sus tareas: realizar un seguimiento de los avances, controlar la correcta ubicación y ajuste de bulones, proponer alternativas de resolución a desvíos detectados y acercar recomendaciones generales para asegurar la estabilidad del conjunto en todas las etapas.
El izaje de la estructura, que totalizaba unas 360 toneladas, fue llevado a cabo por un tercero en la modalidad pieza por pieza. En el procedimiento realizado se definieron las distintas etapas de montaje de cada cara de la viga longitudinal, conectando con los elementos transversales a medida que se iba avanzando. (Figura 16)
Figura 16.
Secuencia de montaje planteada
Las piezas se acopiaron sobre la losa de la terraza existente, por lo que el espacio disponible era reducido. Por este motivo se realizaron planos de acopio para cada etapa.
El montaje se realizó directamente desde nivel de acopio hasta la posición final, utilizando una grúa torre Jaso J90L SR2 como principal medio de izaje. La capacidad máxima de la misma era de 2000 kg a 45 mts.
Durante todo el proceso se contó con la presencia de un topógrafo para controlar y verificar los niveles y aplomado en las distintas etapas provisorias.
Debido a que las piezas se limitaron en tamaño para no exceder la capacidad de la grúa, se generaron etapas provisorias donde fue necesario emplear torres de carga como elementos auxiliares que aseguren la estabilidad del conjunto. Las mismas se apoyaron en la losa del 8vo piso existente.
El Edificio Central Campus UADE recibió el premio “Ing. José Luis Delpini” a la Estructura Notable Bienio 2023-2024, durante las 28º Jornadas Argentinas de Ingeniería Estructural organizadas por la AIE.
Ficha técnica:
Nombre del proyecto: Edificio Central Campus UADE.
Ubicación:
Lima 717, Ciudad Autónoma de Buenos Aires, Argentina.
Profesionales responsables del Cálculo de Estructuras de Hormigón Armado:
ESTUDIO GUITELMAN S.A. – Ing. Néstor Eduardo Guitelman, Ing. Gustavo Eder, Ing. Juan Manuel Escandon, Arq. Patricia Coccaro, Arq. Graciela Cavalcanti.
Profesionales responsables del Cálculo de Estructuras Metálicas: ESTUDIO DARIN Y ASOC. - Ing. Gustavo Darin, Ing. José Ferrari, Ing. Rafael García Tornadú.
Profesionales responsables del Proyecto Arquitectónico y Dirección de Obra: OFICINA URBANA, CONVERTI + DE MARCO ARQUITECTOS. | Arq. Roberto Converti y Arq. Fabio De Marco.
Arq. Jazmín Montiel, Arq. Octavio Luqui, Arq. Emanuel Morate, Arq. María Fernanda Sosa, Arq. Gabriel Antón, Lic. Micaela Converti, Arq. Jorge Vázquez, Arq. Ángeles Denari Morrow, Arq. Martina De Marco, Arq. Ezequiel Martínez, Arq. Silvio Plotquin, Arq. Mariana Gallo, Arq. Guillermina Muñiz, Arq. Irina Staiano, Arq. Julieta Giacobbe, Arq. Stefanía Pungitore, Arq. Juan Manuel Martínez Aladro, Arq. Nicole Avila Diz, Luana Castro, Ulises Bustos, Juan Ignacio Sosa, Agostina Fiaschi.
Profesionales responsables del Proyecto Institucional: UNIVERSIDAD ARGENTINA DE LA EMPRESA, UADE - Ing. Alejandro Cristodero, Arq. Francisco Arco, Arq. Emiliano González, Ing. Vicente Cardone.
Profesionales responsables de la Empresa Constructora: CONSTRUCTORA SUDAMERICANA S.A.C.I.F.I
Y. A. - Miguel Céfalo, Francisco Sierra, Gonzalo Mele y Equipo._
Cerrito 1250 CABA - Ciudad de Buenos Aires, Argentina. Tel (+54 9) 11 2880-9243 cadeci@cadeci@org.ar / www.cadeci.org.ar
Por Carlos Gerbaudo
MSc. Ingeniero Civil FCEFyN - U.N.C. cgerbaudo@unc.edu.ar
Guillermo Gerbaudo
Dr. Ingeniero Civil FCEFyN - U.N.C. ggerbaudo@unc.edu.ar
Mauricio Destefanis
Ingeniero Civil INGROUP SRL ingroup@ingroup-op.com.ar
Diego Sampó
Ingeniero Civil INGROUP SRL ingroup@ingroup-op.com.ar
En este trabajo se describe el sistema constructivo utilizado para el empuje del tablero de doble acción mixta del Puente sobre el Río Negro en Uruguay. El puente es de planta recta de 375 m de longitud total, formado por siete tramos centrales de 45 m de luz parcial y dos tramos extremos de 30 m de luz, y fue diseñado con un tablero de estructura metálica continua de doble acción mixta, apoyado sobre estribos y pilas, con juntas de dilatación en correspondencia con los extremos del tablero.
Las vigas metálicas del tablero fueron montadas, ensambladas y unidas en una playa de lanzamiento ubicada inmediatamente por detrás del Estribo Sureste, se ejecutaron las losas inferiores de hormigón armado, se montaron las prelosas superiores, y luego el conjunto fue empujado por un sistema de cables de arrastre con gatos hidráulicos hasta su posición definitiva. Finalmente, se colocó la armadura del tablero in situ y se completó mediante el hormigonado de la capa superior de losa. En este artículo técnico, se presentan los principales aspectos de la configuración estructural del puente y se describe el sistema junto a los dispositivos auxiliares necesarios para realizar el empuje del tablero, mostrando los resultados y datos obtenidos durante la ejecución de la obra.
intrOducción
El objetivo del presente trabajo técnico es describir los aspectos relevantes de la configuración estructural del puente y presentar el sistema y dispositivos auxiliares utilizados para el empuje de un tablero metálico de doble acción mixta correspondiente al Nuevo Puente sobre el Río Negro, en la conexión de la Ruta 43 y el Camino a La Balsa, Picada de Oribe, República Oriental del Uruguay.
dEscripción dEl puEntE
El Nuevo Puente sobre Río Negro es de planta recta, de 375 m de longitud total, compuesto por nueve tramos de tablero continuo: dos tramos extremos de 30 m de luz parcial cada uno y siete tramos centrales de 45 m de luz parcial cada uno. En la Figura 1 puede observarse el perfil longitudinal del puente.
El tablero de estructura mixta está constituido por dos vigas metálicas de sección “doble te” de alma llena, vinculadas entre sí por una serie de vigas metálicas transversales con un sistema de rigidización horizontal superior conformado por perfiles de sección U, una losa superior semiprefabricada de hormigón armado compuesta por prelosas y una capa de com-
presión colada in situ, más un conjunto de losas inferiores de hormigón armado dispuestas en las zonas de pilas que presentan momento negativo durante la etapa de servicio del puente, que le confieren la propiedad de doble acción mixta al tablero. En la Figura 2 se puede observar la sección transversal del puente de doble acción mixta.
Los estribos del puente son del tipo abierto y están compuestos por dos contrafuertes de canto constante vinculados a nivel superior por una viga dintel que sirve de apoyo a las vigas principales de tablero. La fundación del estribo oeste es del tipo directa y consta de una base rectangular apoyada sobre el techo de roca, mientras que la cimentación del estribo está formada por dos pares de pilotes vinculados mediante cabezales ubicados en la base de cada contrafuerte.
Las pilas del puente presentan una configuración estructural tipo pórtico transversal, constituidas por dos columnas de sección circular vinculadas superiormente mediante una viga dintel sobre la que se apoyan las vigas principales del tablero, y fundadas mediante pilotes empotrados en roca.
sistEma dE EmpuJE dEl puEntE Y dispOsitivOs auXiliarEs
El empuje del tablero metálico se realizó utilizando la técnica de arrastre mediante un sistema de cables, gatos hidráulicos y piezas metálicas de reacción y tiro. El deslizamiento del tablero se llevó a cabo en
dos sectores: sobre la pista de ensamblaje y lanzamiento y sobre dispositivos de apoyo especiales dispuestos en los estribos y pilas del puente.
A los fines de optimizar la maniobra de empuje, resultó conveniente utilizar una estructura auxiliar o nariz de lanzamiento ubicada en el frente del empuje, que consta de dos vigas reticuladas metálicas vinculadas entre sí mediante un sistema de rigidización vertical y horizontal. En la parte dorsal de la nariz se materializa una unión abulonada con el primer tramo del tablero metálico del puente. Esta unión es capaz de transmitir las solicitaciones de flexión y corte que se originan durante la maniobra de empuje y apoyo de la nariz sobre las pilas y estribos. La utilización de la nariz de lanzamiento es ventajosa por los siguientes motivos, en primer término, en su extremo libre cuenta con dispositivos especiales para la recuperación de flecha, que se describen en el presente trabajo, y los suplementos metálicos laterales que sirven de guía para el direccionamiento transversal del tren de empuje a través de los topes laterales dispuestos en los apoyos provisorios colocados en las pilas, que permiten mantener y/o corregir el avance de la estructura en la dirección correcta. Otra ventaja que
Figura 4. Sección transversal de pista de ensamblaje y lanzamiento
ofrece la utilización de una nariz de lanzamiento es que su peso propio es inferior al peso del tablero metálico del puente, lo que se traduce en una reducción de las solicitaciones impuestas en las vigas principales cuando el avance de la estructura entre tramos adopta una configuración de voladizo, resultando en una optimización de las secciones de acero de la estructura definitiva. En la Figura 3 se observa la nariz de lanzamiento de acero reticulada vinculada al frente del tablero metálico. Previo al inicio de las maniobras de empuje, se deben montar, posicionar y vincular sobre una playa de trabajo tanto la nariz de lanzamiento como las vigas metálicas del tablero, ya que son fabricadas en taller en un conjunto de piezas y partes diseñadas para ser transportadas en barco y por camión hasta la obra. Las tareas de armado
y abulonado de la nariz de lanzamiento, y el montaje y unión por soldadura de las partes de vigas metálicas, se ejecutan en la pista de ensamblaje y lanzamiento, ubicada inmediatamente por detrás del estribo oeste y cuya longitud total es de 95 m. En toda la extensión de la pista se construyen dos vigas longitudinales de hormigón armado, provistas de carriles metálicos que sirven de guía para los apoyos deslizantes sobre los que se montan los diferentes tramos de las vigas metálicas a ensamblar y empujar. En la Figura 4 se aprecia una sección transversal de la pista, donde se observan todos los elementos mencionados, y en la Figura 5 se muestra una imagen de conjunto de la pista de ensamblaje y lanzamiento con la nariz y el primer tramo de tablero metálico ensamblados, previo a la primera etapa de empuje.
Cada tramo de tablero metálico se monta sobre dos pares de apoyos provisorios llamados “skidshoes”. Estos dispositivos son apoyos que se deslizan sobre el carril metálico de la pista de lanzamiento, y contienen un gato hidráulico vertical que permite soportar la viga metálica en una determinada cota de lanzamiento predefinida en el proyecto. La separación entre los skidshoes de cada carril es función de la longitud de los tramos a lanzar en cada una de las etapas de empuje y de la reacción admisible que
puede soportar cada uno de estos dispositivos. Finalmente, la cantidad de skidshoes surge de un estudio de logística de movimiento tendiente a minimizar la cantidad de operaciones con el objeto de optimizar los tiempos y maniobras de recambio y reposicionamiento de los skidshoes, utilizando la menor cantidad de apoyos deslizantes posibles. En la Figura 6 puede observarse un par de skidshoes sobre los que apoya un tramo de viga metálica sobre el gato hidráulico vertical.
Una vez ensamblada la nariz de lanzamiento y los primeros tramos de viga metálica, completado el estribo y una cantidad suficiente de pilas construidas, al menos dos pilas por delante del tren de empuje, se está en condiciones de comenzar con el empuje del tablero, que se realiza mediante dos unidades de tiro ubicadas en el estribo oeste. Cada unidad hidráulica de tiro se instala en posición horizontal en la cara frontal del estribo a una cota superior a la de la viga dintel, reaccionando contra una viga metálica vertical diseñada para tal fin que se apoya contra el propio estribo, el cual debe ser diseñado para resistir las solicitaciones transmitidas por la viga de reacción en la etapa de lanzamiento.
La fuerza de tiro a desarrollar por el sistema hidráulico es función directa del peso total a desplazar y de la fricción esperada entre el tablero y los dispositivos de apoyo, y se transmite de la unidad de tiro a las vigas
metálicas mediante un sistema de cables de alta resistencia vinculados a las losas inferiores mediante un par de piezas de tiro. El peso total a desplazar es de, aproximadamente, 1.900 t, y se compone de los pesos de la nariz de lanzamiento, las vigas metálicas, las losas inferiores de hormigón y las prelosas superiores, que se colocan en la etapa de empuje para evitar posteriores maniobras de montaje una vez ubicado el tablero en su posición definitiva. Para el diseño de todos los componentes del sistema de empuje se adoptó un coeficiente de fricción del 10%, valor recomendado por el proveedor del sistema en base a la experiencia obtenida en proyectos similares. En función de dichos valores, la capacidad necesaria total del equipo hidráulico resulta de, aproximadamente, 200 t, dividida en dos unidades de 100 t cada una. En la Figura 7 se puede observar la ubicación de las unidades hidráulicas, las vigas de reacción y los cables de tiro.
Tal como se ha mencionado, la conexión de cada cable de tiro al tablero metálico a desplazar se materializa a través de un par de piezas metálicas de conexión que se vinculan a las losas inferiores de hormigón armado que se disponen entre las alas inferiores de las vigas metálicas, en correspondencia con las pilas del puente. La pieza de tiro se compone de dos bastidores rígidos metálicos formados por perfiles y placas de acero ubicados en ambas caras de la losa, tal como se indica en la Figura 8, donde se observa la parte inferior de la pieza metálica en la imagen superior y la parte superior en la imagen izquierda. Las dos piezas se vinculan entre sí mediante una serie de pernos de acero de alta resistencia que atraviesan la losa por orificios dejados exprofeso, que permiten transferir la fuerza de los cables a la losa mediante un mecanismo de fricción entre hormigón y acero, aplicando una fuerza de pretensado a los pernos mediante un torque calibrado.
Adicionalmente, en el contacto entre las piezas metálicas y las caras de la losa de hormigón, se coloca una manta de alta fricción, que garantiza un coeficiente de fricción igual a 1.0 entre dichas superficies. La pieza inferior tiene adosada una ménsula metálica formada por placas de acero soldadas donde se vincula el bloque de anclaje del cable de tiro.
Una práctica usual en sistemas constructivos de puentes empujados es la ubicación de la vinculación de los cables de tiro en las almas de las vigas del tablero mediante dispositivos especialmente diseñados para la conexión de los cables. En el caso del puente en análisis resulta ventajoso aprovechar la construcción de las losas inferiores para ubicar las piezas de conexión del sistema de tiro, ya que se reduce considerablemente la excentricidad entre los cables y la estructura a empujar, lo cual se traduce en menores esfuerzos de flexión en las vigas principales y en las vigas auxiliares de reacción de los gatos para la etapa de empuje. En el presente caso, la reducción de la excentricidad resultó del orden del 50%, y consecuentemente, fue posible disminuir las piezas auxiliares del sistema de empuje. Además, se evita la necesidad de adicionar sistemas de rigidización en las almas de las vigas principales para resistir la flexión local de las placas producto de la aplicación de fuerzas puntuales transferidas por los cables de tiro.
Al comenzar con la maniobra de empuje, la nariz de lanzamiento adopta un esquema de voladizo al trasla-
darse desde el estribo hasta alcanzar la primera pila, similar a lo que ocurre en las sucesivas etapas posteriores entre las pilas restantes. La nariz en voladizo presenta una deformación vertical hacia abajo producto de su peso propio, que depende de la rigidez de la estructura y de la longitud entre puntos de apoyo, y que varía desde un valor nulo en el estribo a un valor máximo en el extremo delantero de la nariz un instante antes de alcanzar el apoyo en la pila. Para continuar con el avance del tablero, se debe restituir esta flecha levantando la estructura y posicionando nuevamente el cordón inferior de la nariz al nivel de los dispositivos de apoyo provisorios colocados en las pilas. Esto se logra mediante dispositivos mecánicos de recuperación de flecha ubicados en el extremo delantero de la nariz, compuestos por gatos hidráulicos más un sistema de perfiles metálicos y patines que pisan sobre el dintel de la pila y permiten restituir la flecha, para luego desplazarse hacia adelante hasta posicionar el cordón inferior de la nariz sobre el dispositivo de apoyo y continuar con la maniobra de empuje. Todo el sistema descripto se puede observar en la Figura 9.
En relación a los apoyos provisorios deslizantes para realizar el empuje, es importante remarcar que se utilizan diferentes tipos según se trate de un tablero de hormigón pretensado o uno conformado por vigas metálicas, debido a la configuración geométrica del perfil longitudinal de cada solución estructural.
En efecto, los tableros compuestos por vigas metálicas deben estar provistos de una contraflecha constructiva de proyecto, que compensa las deformaciones que sufre la estructura cuando se aplica la carga de la losa superior y las cargas permanentes, es decir, la cara inferior de las vigas metálicas no es horizontal, sino que en cada punto posee una ligera pendiente producto de una curva suave que materializa la contraflecha, además de pequeñas irregularidades constructivas originadas en el ensamblaje de la estructura.
La interacción entre la superficie inferior de la viga metálica y la superficie superior del dispositivo de apoyo provisorio se esquematiza en la Figura 10, donde se aprecia la cinemática del movimiento de la viga metálica provista de contraflecha y de los apoyos provisorios, observándose que estos dispositivos deben permitir un cierto grado de rotación hacia ambos lados de la vertical mientras avanza el empuje,
para lograr la compatibilidad geométrica y el pleno contacto entre la cara inferior de la viga y la superficie del deslizador.
En general, para el empuje de tableros de vigas metálicas con contraflecha, se utilizan dispositivos provisorios basculantes formados por una pieza metálica montada sobre una rótula esférica para lograr el movimiento necesario del apoyo deslizante durante el empuje.
En el caso en estudio, se diseñó un aparato provisorio especial, formado por una caja metálica rígida, un par de placas o pads o pastillas de neopreno armado rígidas con superficie de teflón, que se apoyan sobre una placa de neopreno flexible de 20 mm de espesor ubicada inmediatamente por debajo de las pastillas deslizantes. Ello permite la rotación de las pastillas por la deformación y giro de la capa inferior de neopreno. Este dispositivo es relativamente compacto, y resulta fácil de colocar y retirar.
Figura 10. Interacción entre apoyo deslizante y viga metálica con contraflecha
En la Figura 11 se presenta una imagen del dispositivo provisorio de apoyo deslizante utilizado en el proyecto, donde se observa la caja metálica, el tope o guía transversal provisto de un pad de teflón, los pads de neopreno armado con una lámina superior de teflón de baja fricción, y el neopreno interior sujeto por topes de ángulos metálicos. Adicionalmente, en forma habitual, se lubrica la cara inferior de la platabanda de la viga metálica durante la operación de empuje, con el fin de disminuir el rozamiento entre las superficies.
Figura 11. Dispositivo provisorio de apoyo deslizante provisto de guía lateral
Como ya se mencionó, estos dispositivos cuentan con guías laterales integradas al propio aparato, convenientemente ubicadas en función de las tolerancias establecidas, cuyo objeto es el de contener y corregir el movimiento transversal de la nariz de lanzamiento en la maniobra de aproximación a la pila durante el empuje. En cada etapa de empuje se aplica el mismo procedimiento: las piezas del tablero metálico se montan y unen sobre la pista de ensamblaje y lanzamiento, luego se hormigona la losa inferior con un sistema convencional de encofrado, posteriormente se colocan las piezas de tiro, se conectan los cables de las unidades hidráulicas y se procede al empuje del tramo por arrastre hasta que la pieza de tiro llega al sector del estribo, donde se finaliza la etapa y se repite el procedimiento. Las únicas secuencias del empuje que presentan particularidades son la primera y la última. En la primera etapa, se debe ensamblar y empujar el conjunto del primer tramo de vigas metálicas con la nariz de lanzamiento, y este tramo inicial del frente del tren de empuje requiere un par de maniobras particulares que se deben diseñar para esta fase del empuje. En la última etapa, y como consecuencia de ubicar la pieza de tiro a nivel de la losa
inferior, se debe utilizar una estructura especial llamada “contranariz”, que está unida al extremo posterior del último tramo de las vigas metálicas, ya que se necesita de una distancia adicional de tiro por detrás del extremo de las vigas que ofrezca la suficiente carrera de los cables para llegar hacia la posición definitiva del tablero. A su vez, esta pieza permite la correcta transferencia de fuerza de los cables de tiro a las vigas metálicas mediante un sistema de perfiles metálicos ubicados en correspondencia con las almas de las vigas del tablero y una losa inferior de hormigón sobre la que se vincula la pieza de tiro, de la misma forma que en las etapas intermedias de empuje.
En la Figura 12 se puede observar la contranariz adosada al último tramo de tablero metálico, con los cables de acero conectados a la parte inferior de la pieza de tiro. Resulta importante destacar la necesidad de un correcto diseño de esta pieza, ya que en la última etapa de empuje el peso a desplazar se corresponde con la totalidad del tablero, y por lo tanto la fuerza a desarrollar y a transferir hacia las vigas metálicas es la máxima fuerza de diseño.
12. Contranariz ubicada al final del tren de empuje
Una vez finalizadas todas las etapas de empuje, el tablero se encuentra en su posición definitiva apoyado en todos los dispositivos provisorios deslizantes ubicados en pilas y estribos. A continuación, se deben colocar los dispositivos de apoyo definitivos y retirar los apoyos provisorios deslizantes. Para facilitar esta tarea, durante todas las maniobras de lanzamiento, la cota superior de los dispositivos deslizantes, y por lo tanto la cota del tablero lanzado, se ubicó 50 mm por arriba de la cota de proyecto, permitiendo así disponer de un mayor espacio libre para la colo-
cación de los apoyos definitivos. Una vez dispuestos en posición los apoyos definitivos, se procede al gateo del tablero, a la remoción de los apoyos deslizantes, y luego al descenso del tablero hasta su posición definitiva. Al finalizar el procedimiento de gateo y reemplazo de los apoyos de las vigas, el tablero ya se encuentra en su posición de proyecto y resta solamente el hormigonado de la losa superior y la construcción de terminaciones tales como la carpeta de rodamiento, defensas, losas de aproximación y juntas de dilatación extremas.
sEcuEncia dE EnsamBlaJE Y lanZamiEntO dEl taBlErO
A partir del sistema de lanzamiento descripto, la secuencia completa de empuje del puente se realizó en nueve etapas. Las mismas se describen a continuación:
Etapa 1
• Ensamblaje de la nariz de lanzamiento y del primer tramo de tablero metálico sobre la playa de maniobra, realizando las uniones soldadas y abulonadas previstas en el proyecto.
• Ejecución de losa inferior hormigonada in situ.
• Montaje de prelosas de tablero sobre las vigas metálicas, previendo no colocar prelosas en los primeros 45 m del frente de empuje del tablero, con el objeto de alivianar el tramo en voladizo durante la maniobra de lanzamiento.
• Conexión de la pieza de tiro a la losa inferior, y posterior vinculación de los cables de la unidad de tiro.
• Lanzamiento longitudinal del tablero metálico. El empuje se realiza lentamente a una velocidad controlada hasta que la pieza de tiro llegue al sector del estribo y la nariz de lanzamiento haya pisado la primera pila. Una referencia general es que el movimiento del tablero se realiza a razón de 5 a 6 m/hora, por lo que el movimiento de un segmento típico de 45 m de longitud se ejecuta en un tiempo de 8 a 9 horas.
Etapas 2 a 8
• Ensamblaje y realización de uniones soldadas del siguiente tramo de tablero metálico al tablero ya lanzado.
• Ejecución de losa inferior hormigonada in situ.
• Montaje de prelosas de tablero sobre las vigas metálicas.
• Conexión de la pieza de tiro a la losa inferior, y posterior vinculación de los cables de la unidad de tiro.
• Lanzamiento longitudinal del tablero metálico. El empuje se realiza lentamente a una velocidad controlada hasta que la pieza de tiro llegue al sector del estribo y la nariz de lanzamiento haya pisado la siguiente pila.
Etapa 9
• Ensamblaje del último tramo de tablero metálico, montaje y unión por soldadura de la contranariz vinculada a dicho tramo.
• Ejecución de losa inferior de la contranariz hormigonada in situ.
• Montaje de prelosas de tablero sobre las vigas metálicas.
• Conexión de la pieza de tiro a la losa de la contranariz, y posterior vinculación de los cables de la unidad de tiro.
• Lanzamiento longitudinal del tablero metálico. El empuje se realiza lentamente a una velocidad controlada hasta que el tablero llegue a su posición definitiva.
Durante cada una de las etapas de lanzamiento se efetúan los controles y monitoreos necesarios para garantizar una maniobra de empuje segura y exitosa. En general, se controlan las fuerzas de tiro en relación a las estimaciones de proyecto, las reacciones en los skidshoes, las deformaciones en la viga de lanzamiento, y el movimiento de la cabeza de las pilas durante el empuje.
Una vez completado el lanzamiento y ubicado el tablero en su posición final sobre los apoyos definitivos, se completa el montaje de las prelosas de los primeros 45 m de tablero, para luego colocar las armaduras y realizar el hormigonado de la losa superior. Finalmente, una vez concluida la construcción de la losa del tablero, se procede a realizar las terminaciones ejecutando las defensas New Jersey, la carpeta de rodamiento, las losas de aproximación y las juntas de dilatación extremas.
En la bibliografía especializada [1] y [2] se pueden encontrar mayores detalles de los sistemas y componentes de empuje para puentes mixtos.
rEsultadOs Y datOs
dEl prOcEdimiEntO dE EmpuJE
A continuación, se presentan datos de interés recolectados durante la operación de empuje del tablero metálico de doble acción mixta.
Flecha a recuperar en cada etapa
Se presentan en la Tabla 1 los valores de la deformación vertical del extremo de la nariz de lanzamiento a restituir en cada etapa de empuje. Los descensos se miden con respecto a la posición teórica no deformada, coincidente con la cota superior del apoyo deslizante. En la mencionada Tabla, se observan los valo-
res de descenso medidos, contrastantes con las flechas calculadas para cada etapa mediante modelos numéricos de elementos finitos, con el objeto de controlar este parámetro como indicador de la rigidez del sistema nariz de lanzamiento y vigas metálicas del frente de empuje.
Se observa en la Tabla 1 que las deformaciones registradas durante el empuje resultan muy similares a los valores teóricos obtenidos con los modelos de cálculo, indicando un grado de rigidez satisfactorio y acorde a las previsiones del diseño. La mayor variabilidad que se observa en la última etapa se debe a que los valores de la flecha para este caso son considerablemente inferiores respecto del resto de las etapas, ya que la luz del tramo es menor y el peso del
Fricción
Comparación de flechas a restituir medidas y calculadas
Etapa
tablero metálico se encuentra apoyado en un esquema estático de viga continua, volando solo la nariz de lanzamiento, y la precisión del modelo numérico en la predicción de las deformaciones tiende a disminuir cuando se reduce el orden de magnitud de los descensos absolutos calculados.
valores de fricción registrados durante el empuje.
A partir de los valores de la fuerza de tiro de las unidades hidráulicas registrados en una central de adquisición de datos y del peso total desplazado, se puede determinar el coeficiente de fricción del sistema, cuyo valor es variable durante la maniobra de empuje de cada etapa. En la Tabla 2 se resumen los valores
máximos, medios y mínimos del coeficiente de fricción de cada etapa. Del análisis de los registros de fricción, tal como se aprecia en la Figura 13, en todas las etapas se obtiene un valor máximo inicial correspondiente a la fricción estática, es decir, el coeficiente de fricción que se debe vencer para iniciar el movimiento, y una vez superado este umbral, los valores de fricción disminuyen y se corresponden con los coeficientes de fricción dinámica, con valores medios del orden de 10% que son característicos para sistemas de empuje de superficies de acero sobre teflón. Se puede apreciar también en la Tabla 2 un hecho típico del deslizamiento por fricción de dos superficies, que al aumentar el peso deslizado disminuye el coeficiente de fricción.
región estática región dinámica
Figura 13. Evolución de las fuerzas de fricción durante el empuje
cOnclusiOnEs
A partir de todo lo expuesto en relación al sistema de empuje y los dispositivos auxiliares utilizados en el lanzamiento del tablero, puede afirmarse que numerosos aspectos del diseño del puente están fuertemente ligados al método constructivo a utilizar y a la tecnología específica a implementar, en el caso de estudio del método de empuje mediante arrastre con cables de acero.
Un conocimiento íntegro del sistema de empuje del tablero a utilizar en el proyecto permite abordar el diseño del puente de una manera eficiente desde un principio y evitar futuras intervenciones y ajustes del diseño en base a posibles cambios relacionados con el método constructivo y los dispositivos a utilizar. Es decir, en la medida de lo posible debe estar definido el sistema completo de empuje con todos sus dispositivos y el proveedor del sistema antes de comenzar con el desarrollo de la ingeniería de detalle del puente.
La vinculación del sistema de tiro a la losa inferior es un ejemplo de cómo en algunas ocasiones el método constructivo se puede amoldar al diseño del puente, ya que se aprovecha la losa inferior diseñada para brindar el efecto de doble acción mixta del tablero para conectar las piezas de tiro, lo que permite disminuir la excentricidad de las fuerzas de tiro y reducir las solicitaciones en las vigas metálicas del tablero, evitando la necesidad de rigidizaciones y colocación de elementos auxiliares en el alma de las vigas
metálicas para la vinculación de los cables de tiro. La utilización de apoyos provisorios deslizantes compuestos por pads armados de neopreno con teflón montados sobre una capa de neopreno flexible tiene varias ventajas entre las que se puede mencionar la simplicidad de su funcionamiento, su geometría compacta, que permite lanzar el puente a una cota muy cercana a la cota definitiva simplificando así el gateo del puente en la etapa de recambio de apoyos deslizantes por los apoyos definitivos; y su capacidad rotacional, que permite compatibilizar la pendiente del ala inferior de la viga que se origina por la contraflecha de proyecto del puente, evitando así la necesidad de utilizar apoyos basculantes.
El monitoreo durante el empuje de los parámetros tales como las fuerzas de tiro en cada etapa, las reacciones en los skidshoes, la flecha a recuperar en la nariz de lanzamiento, y la fricción desarrollada durante las etapas de empuje permite disponer de un mecanismo de control del procedimiento de empuje al contrastar los registros con los valores esperados de cada parámetro, alertando ante cualquier situación fuera de lo previsto para tomar acciones correctivas.
[1] Monografía 39, Tableros Empujados, Editor: ACHE, Asociación Española de Ingeniería Estructural, España.
[2] Rosignoli, M., Bridge Launching, 2nd Edition, Tomas Telford Limited, 2014._
Te invitamos a leer las ediciones de Revista IE, publicación de la Asociación de Ingenieros Estructurales para la divulgación e información sobre temáticas científicas y técnicas, en el siguiente link https://issuu.com/asociaciondeingenierosestructurales
Morel, Claudia A.; MSc. Ing. Construcciones cmorel@ing.unne.edu.ar;
Natalini, Bruno; Ph.D. Ing. Mec.; bruno.natalini@ing.unne.edu.ar;
Balbastro, Gustavo C. Dr. Ing. Civil gbalbastro@frp.utn.edu.ar
Este artículo presenta la inclusión de coeficientes de presión específicos para estructuras cerradas con cubiertas abovedadas en la actualización del Reglamento CIRSOC 102, esenciales para evaluar las cargas por acción del viento en este tipo de edificaciones y garantizar su seguridad. Varios investigadores llevaron a cabo pruebas en túneles de viento y a escala real, explorando diferentes configuraciones y condiciones de viento, para establecer la base de estos coeficientes. La prescripción se fundamenta en un análisis exhaustivo de esos datos, considerando factores como relaciones de aspecto y ángulo de incidencia del viento. Con esta recomendación se busca mejorar la precisión de los cálculos de carga de viento, contribuyendo a la seguridad y estabilidad de las estructuras y optimización del diseño y la construcción. En este trabajo, se aborda además un aspecto pocas veces desarrollado en la bibliografía: se describe el proceso de síntesis por el cual partiendo de un voluminoso cuerpo de datos se llega a una prescripción normativa contenida en dos figuras.
intrOducción
La elección de coeficientes de presión para construcciones con cubiertas curvas cerradas es un aspecto crucial en el diseño y la evaluación de la seguridad de estas estructuras. Sin embargo, esta tarea presenta desafíos en el ámbito de la ingeniería estructural debido a la interacción entre lo normativo y lo descriptivo, en el sentido discutido por Pavesi1.
Desde una perspectiva normativa, existen estándares y códigos que prescriben valores específicos de coeficientes de presión que deben utilizarse en el diseño de edificios y estructuras. Estos estándares, aunque fundamentados en principios teóricos y prácticas convencionales, no pueden reflejar completamente las complejidades y variaciones inherentes a las condiciones reales de las estructuras. Esto es particularmente esperable en el caso de las especificaciones de los coeficientes de carga para cubiertas abovedadas en CIRSOC 102 (2005)2, que al estar basado en ASCE 7-983 implica que provienen de experimentos realizados en 19144
Por otro lado, desde una perspectiva descriptiva, los coeficientes de presión derivados de estudios experimentales proporcionan una visión más precisa de cómo interactúan las fuerzas del viento con estas estructuras en condiciones reales. Estos datos descriptivos pueden capturar mejor las irregularidades geométricas, la turbulencia del flujo de viento y otros factores que pueden influir en las cargas sobre la cubierta curva.
La edición 2024 del reglamento CIRSOC 102, que se encuentra en discusión pública, se basa principalmente en el estándar ASCE 7, cuya actualización más reciente fue en 20225. Las especificaciones de coeficientes de carga para cubiertas abovedadas en
desde una perspectiva normativa, existen estándares y códigos que prescriben valores específicos de coeficientes de presión que deben utilizarse en el diseño de edificios y estructuras.
CIRSOC 102-2024 se apartan radicalmente de ASCE 7-225, que todavía conserva sin cambio las recomendaciones basadas en el modelo de Smith4
En este artículo se presentan las nuevas especificaciones, las cuales se basan directamente en una revisión exhaustiva de la evidencia empírica existente hasta 2017; y se desarrollan los criterios por los cuales se llegaron a ellas, integrando tanto aspectos normativos como descriptivos en el proceso de diseño.
datOs dispOniBlEs
La elección de los coeficientes de presión externa se basó en la revisión realizada por Natalini y Natalini6, que recopilan, estudian y resumen los ensayos realizados por distintos investigadores sobre cubiertas curvas cerradas. Si bien en dicho trabajo se discuten resultados de diferentes estudios desarrollados en más de 20 instituciones a lo largo de un período que va desde 1914 a 2014, para fines normativos, sobresalen dos conjuntos de experimentos realizados en túneles de viento, los efectuados por Blessmann y Loredo Souza7,8 y los correspondientes a Blackmore y Tsokri9
Experimentos de Blessmann y loredo souza
Llevados a cabo en un túnel de viento cerrado en la Universidade Federal do Rio Grande do Sul (UFRGS), se utilizaron 19 modelos de edificios con diferentes relaciones de aspecto. Las pruebas se llevaron a cabo bajo flujo medio uniforme y simulación de viento natural, para rugosidades correspondientes a terreno rural y suburbano.
Se determinaron coeficientes de presión media en puntos específicos y coeficientes de presión promedio en áreas específicas para diferentes direcciones del viento.
Experimentos de Blackmore y tsokri
Estos ensayos se efectuaron en el túnel de viento BRE Nº 3, utilizando 12 modelos de edificios con extensiones no instrumentadas en algunas pruebas para investigar el efecto de la longitud del edificio. La simulación de viento corresponde a terreno de campo abierto. Se registraron presiones simultáneas en múltiples puntos y se presentaron valores promedio y pico de presión. Siguiendo los lineamientos de Blessmann, dividieron la cubierta en 6 fajas (zonas) y presentaron los valores promedio de las áreas en los peores casos para direcciones de viento entre 90º ± 45º.
compatibilidad de datos
Para traducir resultados empíricos a una recomendación de carga se necesita un modelo de valoración de cargas.
Los coeficientes de carga medios (coeficientes promediados en el tiempo), como los producidos por Blessmann y Loredo-Souza, se denominan coeficientes cuasi-estáticos en el contexto de los modelos de valoración de cargas. El uso de
coeficientes cuasi-estáticos para estimar las cargas de diseño se basa en la suposición de que las fluctuaciones de presión en un edificio están linealmente relacionadas con las fluctuaciones de la presión dinámica del viento. Esta suposición implica que la turbulencia generada por el edificio no afecta las fluctuaciones de presión, lo que se conoce como el modelo “equivalent-steady-gust” (ESG). Este modelo puede representar adecuadamente las cargas globales, pero no las locales. Actualmente se prefiere utilizar lo que se conoce como modelos ideales, que establecen coeficientes de carga a partir de análisis de valores extremos de cargas fluctuantes. A pesar de que muchos códigos de práctica están basados en el modelo ESG, a menudo contienen resultados derivados de modelos ideales en forma de coeficientes pseudo-estáticos. Los datos producidos por Blackmore y Tsokri son coeficientes pseudo-estáticos, y están en un formato comparable con los de Blessmann y Loredo-Souza.
construcciones de cubiertas curvas cerradas
La tipología estructural analizada se esquematiza en la Figura 1.
Las cubiertas curvas abovedadas son una de las opciones de diseño más comunes en América del Sur para grandes edificaciones industriales o comerciales. Cada año se observa que varias de estas estructuras colapsan bajo cargas de viento.
discusión dE datOs Y rEsultadOs
Formato de las prescripciones
Antes de comenzar a definir los valores de los coeficientes de cargas de las prescripciones hubo que establecer el formato que tendría la prescripción. Por un lado, se tenía resultados de experimentos que se presentan en varias docenas de gráficos y tablas de diferente formato, y por otro lado, se tenía la prescripción de CIRSOC 102-2005 (Tabla 8), con la cual los usuarios están familiarizados; que consta de una tabla de cuatro filas por cuatro columnas, con cuatro notas de las cuales sólo dos prescriben valores.
Se decidió desde el principio que el formato de las nuevas prescripciones debía asemejarse tanto como fuera posible a las de CIRSOC 102-2005.
A la luz de los datos disponibles, se vio que esto era posible en lo referido a las cargas sobre el Sistema Principal Resistente a la Fuerza del Viento (SPRFV), con viento perpendicular a la cumbrera. Para viento paralelo a la cumbrera no
es posible resolver la prescripción con una nota (nota 3 en Tabla 8 de CIRSOC 102-2005), por lo que se agregó un croquis de la zonificación para este caso y una tabla de tres por tres. Tanto la zonificación como la tabla son los que habían propuesto Natalini y Natalini6
Para la prescripción para Componentes y Revestimiento (C&R) se decidió hacer una tabla aparte, como corresponde al espíritu de CIRSOC 102-2024, donde las prescripciones para C&R están agrupadas en un capítulo, incluyendo tablas y figuras. Finalmente se logró sintetizar la información en una tabla de cuatro por tres y un croquis de la zonificación.
cargas en el sprFv viento perpendicular a la cumbrera
En la edición vigente de CIRSOC 1022 se divide el techo en tres partes: el cuarto del lado del viento, la mitad central y el cuarto del lado contrario al viento, mientras que Blessmann et al.10,11,12 como Blackmore et al.9 dividieron el techo en seis partes iguales y proporcionaron coeficientes de carga globales negativos en los tercios a barlovento, central y sotavento.
Figura 2.
Zonas para viento normal a la cumbrera
En base a los resultados experimentales, la división de la cubierta para la aplicación de los diferentes coeficientes de presión fue simplificada como se muestra en la Figura 2.
A diferencia de la Tabla 8 de CIRSOC 102-052, derivada de Smith4, en este caso se definen tres sectores para viento incidente normal a la cumbrera: Zona I: Tercio a barlovento, Zona II: Tercio central y Zona II: Tercio a sotavento.
Zona i: succiones
Se observó que los valores del código CIRSOC no representan los valores experimentales, excepto en el intervalo 0.2≤ f/b≤0.3, que están cerca de los valores de BRE para h/b=1. Para f/b≥0.3, el código CIRSOC 102 no especifica valores de succión.
Los dos criterios de actualización alternativos para la elección de los coeficientes eran los representados por uno que combinara los datos de BRE y UFRGS, y otro único basado en la propuesta de Blackmore y Tsokri9
Balbastro13 estudió las relaciones de aspecto de alrededor de 300 edificios en el norte de Argentina, demostrando que el 90% se caracterizaba por valores de f/b entre 0.07 y 0.18.
Es interesante destacar que antes de la publicación de los resultados de BRE, Cook14 recomendaba llevar a cabo la evaluación de carga como si el techo fuera plano, utilizando las reglas para ‘Techos planos con aleros afilados’. Siguiendo este criterio se obtienen valores de -1,47≤ Cp ≤-1,15, un rango que está en acuerdo con los datos de BRE.
En base a los puntos señalados precedentemente, se optó por considerar los coeficientes propuestos por Blackmore y Tsokri9
Zona i. presiones positivas
Aunque los valores del CIRSOC2 están de acuerdo con una cantidad limitada de resultados de UFRGS7,8 en el rango 0,1 < f/b < 0,3, los valores de BRE revelan que la recomendación del CIRSOC2 subestima las cargas. Los resultados de UFRGS7,8 no fueron corregidos para tener en cuenta la diferencia en la relación a/b porque, según Blackmore y Tsokri9, la presión positiva en esta área parece ser independiente de a/b. Los valores de BRE muestran una débil dependencia de h/b y varían linealmente con f/b, por lo que lo propuesto por Blackmore y Tsokri9 parece ser la opción más práctica para la actualización del CIRSOC2
Zona ii
En esta sección se adoptan los valores de referencia proporcionados por BRE para los coeficientes de succión en las zonas centrales. Estos valores son menos severos que los de UFRGS y muestran una mejor correspondencia con las condiciones reales. En cuanto a la codificación, se sugiere utilizar un único valor uniforme de Cp=−0,75. Esta opción es más simple y es más fácil de implementar. Además, dado que se necesitaría más información para las relaciones de aspecto f/b < 0,1 y 0,1 < f/b < 0,3, este enfoque proporciona una solución práctica y conservadora.
Zona iii
Según Blackmore y Tsokri9, parece ser innecesaria la corrección para tener en cuenta las diferencias en la relación a/b en este caso. Si bien para diferentes relaciones h/b permitirían una reducción en las cargas en algunos casos, se optó por simplificar adoptando un solo valor uniforme para toda la zona.
Se muestran en la Tabla 1 los coeficientes de presión para cubiertas curvas cerradas adoptadas en base a lo señalado en las secciones precedentes.
antes de comenzar a definir los valores de los coeficientes de cargas de las prescripciones hubo que establecer el formato que tendría la prescripción.
viEntO nOrmal a la cumBrEra
< 0,1
0,1 a 0,3
> 0,3
Para todo r
Para todo r
cp (-) - 1,2 - 1,65 + 4,5r - 0,3 - 0,75 - 0,5 r
ZOna I II III
cp (+)
Ver nota 2
Tabla 1.
Coeficientes de presión externa para cubierta, (Cp), viento perpendicular a la cumbrera
Nota 2: considerar Cp = 0,105 + 1,39 r sobre la mitad a barlovento de la Zona I.
cargas en el sprFv viento paralelo a la cumbrera
De manera similar al criterio utilizado para la división de las zonas para viento incidente perpendicular a la cumbrera, la división de la cubierta para la aplicación de los diferentes coeficientes de presión fue simplificada como se muestra en la Figura 3, donde B es igual a la dimensión en planta de la estructura perpendicular al viento incidente.
En este caso, se adoptaron los coeficientes derivados de los datos de BRE. Estos coeficientes se basan en una distribución del área de influencia que no
utiliza la longitud del techo (a) ni la altura del alero (h) como parámetros de escala, lo que evita introducir sesgos innecesarios.
Los valores de BRE proporcionan una mejor aproximación a las condiciones reales, especialmente en situaciones donde el modelo ESG no funciona de manera óptima debido a la turbulencia generada por el edificio.
Los valores de coeficientes de presión externa para SPRFV de cubiertas abovedadas de estructuras cerradas para viento paralelo a la cumbrera se resumen en la Tabla 2.
r ≤ 0,1
0,3 a 0,5 viEntO nOrmal a la cumBrEra
0,1 a 0,3
Coeficientes de presión externa para cubierta, (Cp), viento paralelo a la cumbrera
r = relación flecha/luz
cargas en componentes y revestimientos
La elección de los coeficientes de presión externa para componentes y revestimientos (C&R) se basa en una combinación de datos empíricos y elementos teóricos.
Para las cargas en C&R, la división de la cubierta para la aplicación de los diferentes coeficientes de presión fue simplificada como se muestra en la Figura 4.
Ensayos realizados por Blessmann7,8 proporcionan una perspectiva muy completa sobre las cargas locales en componentes y revestimientos, ofreciendo mediciones de coeficientes de presión media para ángulos de viento incidente entre 0º y 90º, que permiten una evaluación más detallada de las condiciones de carga. Pero los datos de esta fuente son presiones medias. Como se mencionó anteriormente, las presiones medias al pertenecer al modelo ESG no es la mejor opción a la hora de representar cargas locales.
Siempre con la idea de producir una recomendación que resulte familiar para el usuario de CIRSOC 102, para el borde de la cubierta sobre las fachadas, se optó por utilizar coeficientes externos basados en las prescripciones para cubiertas a dos aguas, con ajustes según la pendiente. Esto proporciona una aproximación adecuada de las cargas esperadas en las áreas más expuestas del techo, que provienen de un modelo de valoración ideal.
Para el resto de la cubierta se analizaron 42 figuras de distribución de presiones medias y se generalizaron las presiones más severas siempre que fue posible. Aunque existen muy pocos datos, fue posible establecer que, en el caso particular de las cubiertas abovedadas, en la zona 1, los coeficientes de presión medios sobreestiman las cargas negativas. Para llegar a esta conclusión se consideraron datos obtenidos
a partir de pruebas en túneles de viento, que incluyeron mediciones de presión fluctuante en diferentes duraciones de tiempo15,16
El resultado fue una estimación conservadora pero razonable de las cargas esperadas en estas áreas menos críticas.
Es oportuno señalar entonces que los valores de cargas para C&R son envolventes de todas las direcciones de viento.
Figura 4. Zonificación para coeficientes de C&R
1
Zona 2
Fig. 5.3-2B
5.3-2D
5.3-2A
todas las zonas
3. Coeficientes de presión externa para cubierta, (GCp), para C&R
La Tabla 3 muestra los coeficientes de presión externa GCp para C&R de cubiertas abovedadas. Las figuras que se mencionan en la tabla corresponden a la numeración del proyecto en discusión pública.
Los signos más y menos significan presiones que actúan acercándose o alejándose de las superficies, respectivamente. Cada componente debe estar diseñado para presiones positivas y negativas máximas, cuando se especifican. Las cubiertas con r ≤ 0,1 se asimilarán a cubiertas planas y los coeficientes de carga para C&R se adoptarán de la Figura 5.3-2A del Reglamento, que corresponde a “coeficientes de presión externa para cubiertas a dos aguas con pendiente menor a siete grados”, y que se usa indistintamente para cubiertas de vertiente única con pendiente menor a tres grados. Para la Zona 2 de las cubiertas con r > 0,1, los coeficientes de carga se asimilarán a los de la Zona 2 de las Figuras 5.3-2B a 5.3-2D (coeficientes de presión externa para cubiertas a dos aguas con pendientes mayores a siete grados), según corresponda al ángulo de inclinación de cubierta θ = arc. tg. (2r).
cOnclusiOnEs
El presente estudio ha mostrado la importancia de la inclusión de coeficientes de presión específicos para estructuras con cubiertas abovedadas en la actualización del Reglamento CIRSOC 102. Estos coeficientes ayudan a evaluar de manera más precisa las cargas de viento en este tipo de edificaciones, contribuyendo a la seguridad y estabilidad estructural.
La selección de los coeficientes se basa en un análisis de datos experimentales obtenidos tanto en túneles de viento como a escala real. Investigaciones previas realizadas por Natalini & Natalini6 proporcionaron la base para esta elección, al compilar y analizar datos de pruebas realizadas por varios investigadores en diferentes configuraciones y condiciones de viento.
Se ha destacado la importancia de considerar factores como las relaciones de aspecto y el ángulo de incidencia del viento al determinar los coeficientes de presión para las diferentes zonas de las cubiertas abovedadas. Estos factores influyen significativamente en la distribución de las cargas de viento y, por lo tanto, deben ser tenidos en cuenta en el diseño y la evaluación estructural.
Además, se ha abordado un aspecto poco explorado en la literatura, que es el proceso de síntesis mediante el cual se derivan prescripciones normativas a partir de un extenso conjunto de datos experimentales. Este proceso es fundamental para garantizar la coherencia y la aplicabilidad de las recomendaciones en la práctica ingenieril.
Colaboradores: Los autores agradecen la colaboración del Ing. Julio Molina en la preparación de las figuras presentadas en este artículo.
Agradecimientos: Este trabajo se realizó en el marco de proyecto PDTS 21DD02 de la Universidad Nacional del Noreste.
El presente estudio ha mostrado la importancia de la inclusión de coeficientes de presión específicos para estructuras con cubiertas abovedadas en la actualización del reglamento cirsOc 102. Estos coeficientes ayudan a evaluar de manera más precisa las cargas de viento en este tipo de edificaciones, contribuyendo a la seguridad y estabilidad estructural. la selección de los coeficientes se basa en un análisis de datos experimentales obtenidos tanto en túneles de viento como a escala real.
BiBliOgraFÍa:
1 Pavesi, P. F. J. (1994). Lo normativo y lo descriptivo y su conflicto en las praxiologías, el caso de las teorías de la utilidad, de predicadores y pecadores. Buenos Aires: Universidad de Buenos Aires. Facultad de Ciencias Económicas, 364 p. Tesis (Doctoral).
2 CIRSOC, (2005). Reglamento argentino de acción del viento sobre las construcciones – CIRSOC 10205. CIRSOC Centro de Investigación de los Reglamentos Nacionales de Seguridad para las Obras Civiles.
3 ASCE, (2009). Minimum design loads for buildings and other structures – ASCE 7-98. American Society of Civil Engineers.
4 Smith, A., (1914). Wind loads on buildings. J. Western Soc. Eng. 19, 369–394.
5 ASCE, (2022). Minimum design loads and associated criteria for buildings and other structures - ASCE/ SEI 7-22. American Society of Civil Engineers.
6 Natalini, B., Natalini, M. (2017). Wind loads on buildings with vaulted roofs and side walls – A review, Journal of Wind Engineering and Industrial Aerodynamics, Volume 161, Pages 9-16, ISSN 01676105, https://doi.org/10.1016/j.jweia.2016.12.004.
7 Blessmann, J., Loredo-Souza, A.M., (1988). Ação do vento em coberturas curvas – 2ª Parte. Caderno Técnico CT-94, Curso de Pós-Graduação em Engenharia Civil da UFRGS, Porto Alegre, Brasil.
8 Blessmann, J., Loredo-Souza, A.M., (1989). Ação do vento em coberturas curvas – 3ª Parte. Caderno Técnico CT-95, Curso de Pós-Graduação em Engenharia Civil da UFRGS, Porto Alegre, Brasil.
9 Blackmore, P.A., Tsokri, E., (2006). Wind loads on curved roofs. J. Wind Eng. Ind. Aerodyn. 94 (11), 833–844.
10 Blessmann, J., (1987a). Ação do vento em coberturas curvas – 1a Parte. Caderno Técnico CT-86, Curso de Pós-Graduação em Engenharia Civil da UFRGS, Porto Alegre, Brasil.
11 Blessmann, J., (1987b). Vento em coberturas curvas—pavilhoes vizinhos. Caderno Tecnico CT-88. Curso de Pós-Graduação em Engenharia Civil da UFRGS, Porto Alegre, Brasil.
12 Blessmann, J., (1998). Wind loads on isolated and adjacent industrial pavillion curved roofs. In: Riera, Davenport (Eds.), Wind Effects on Buildings and Structures, Riera & Davenport. Balkema, Rotterdam, 137–171.
13 Balbastro, G.C., (2009). Coeficientes de presión en cubiertas abovedadas aisladas sometidas a la acción del viento. Tesis de Doctorado. Universidad Tecnológica Nacional. Facultad Regional Santa Fe.
14 Cook, N.J., (1990). The Designer’s Guide to Wind Loading of Building Structures, Part 2: Static Structures. Building Research Establishment, London.
15 Ng, W.K., (1983). The external and internal pressures induced under the turbulent wind action on archroof structures (M.Sc. thesis). University of Western Ontario, Faculty of Engineering Science.
16 Wittwer, A.R., Marighetti, J.O., De Bortoli, M.E., Castro, H.G., Natalini, M.B., (2004). Análisis de las cargas de viento en estructuras con techo curvo. XXXI Jornadas Sud-Americanas de Ingeniería Estructural, Mendoza._
Por el Ing. en Construcciones
José María Izaguirre Vicepresidente Comisión Organizadora de las 28° JORNADAS ARGENTINAS DE INGENIERÍA ESTRUCTURAL
Los días 18, 19 y 20 de septiembre de 2024 se celebraron en la Universidad Católica Argentina (UCA) las 28° Jornadas Argentinas de Ingeniería Estructural, un evento bienal que desde 1981, reúne a ingenieros estructuralistas tanto del ámbito profesional como académico, de Argentina y el exterior. Esta edición transcurrió en formato híbrido, con actividades presenciales y transmisiones en vivo del acto de apertura, conferencias, charlas técnico-comerciales y el acto de clausura.
cOnFErEncias
En esta ocasión, se eligieron dos temas centrales como ejes de las Jornadas:
El primero, La Inteligencia Artificial aplicada a la Ingeniería Estructural, abordado en la conferencia de la Mg. Lic. Fernanda Beatriz Martínez Micakosky titulada “Creación de Asistentes GPTs para la Ingeniería Estructural: un enfoque generativo”. Martínez Micakosky, Consejera del Departamento de Ingeniería Industrial de la UTN FRTL, compartió su vasta experiencia en investigación y desarrollos tecnológicos aplicados a la ingeniería.
El segundo, El impacto de la Huella de Carbono en la Ingeniería Civil, tema presentado por el Ing. Civil Gastón L. Fornasier, Gerente Comercial y de Operaciones de Loma Negra, en su conferencia “Un enfoque terrenal de la sostenibilidad en la Industria del Hormigón y del Cemento”. Este tema de gran relevancia se enfocó en los desafíos ambientales que enfrenta la industria.
Destacándose también las conferencias del Dr. Ing. Civil Raúl Bertero, Miembro de la Academia Nacional de Ingeniería, Vicedecano de la Facultad de Ingeniería de la UBA y de reconocida trayectoria a nivel nacional e internacional, quien disertó sobre “El nuevo reglamento CIRSOC 201-2024.Principales cambios en relación al actual CIRSOC 201-2005”, tema muy afín e importante que norma nuestra actividad diaria en el Diseño Estructural.
El Prof. Gustavo Parra Montesinos, en su segunda participación en las Jornadas -su anterior participación fue en las Jornadas del 2014-, es Dr. en Filosofía e Ing. Civil en Michigan y Venezuela y representante designado por el Instituto Americano del Concreto (ACI); en esta oportunidad abordó el tema: “Mi experiencia personal y potenciales cambios en el Código 318-25”; norma Americana sobre la cual se fundamenta la norma Argentina del Cirsoc 201.
Además, el Mg. Arnaud Meillier especialista de la división corrosión de Freyssinet disertó sobre “Aplicaciones prácticas de la protección catódica para estructuras de Ingeniería e Instalaciones Industriales de Acero y Hormigón Armado”, compartiendo su expertise en protección catódica para estructuras.
El Ing. Civil Martín Ihlenfeld, de RDA Ingeniería de Uruguay disertó sobre el “Proyecto de rehabilitación de Puentes de la línea del Ferrocarril Central del Uruguay”.
El Ing. Civil Luis María Díaz, Jefe de la División Siniestros de la Policía Federal Argentina, disertó sobre el “Análisis Técnico del Terremoto de Turquía 2022” y la participación de la MEDIUM TEAM USAR ARG 12 en esa lamentable catástrofe.
Y el Ing. Electricista Horacio E. Monti con una destacada actividad desde 1975 al 2016 en AcindarGrupo ArcelorMittal disertó sobre “Mantenibilidad y Seguridad - ¿Cómo se ven afectadas por el diseño?”
charlas cOmErcialEs
Las empresas líderes del sector también tuvieron su espacio con presentaciones técnico-comerciales, a cargo de:
ATEX ARGENTINA: “Losas casetonadas: Criterios para una elección optimizada - Casos de éxitos destacados” - (Ing. Rafael Blanca, Ing. Daniel Blanca, Ing. Octavio Hammerschmidt).
PENETRON: “Prevención y reparación de estructuras sometidas a ataques químicos” - (Arq. Ariel Stipelman).
SIKA: “Anclajes químicos, consideraciones para su diseño bajo el ACI 318-19” - (Ing. Juan Capacho)
TECHINT: “Metodología BIM: perspectivas globales y regionales para su implementación efectiva en proyectos EPC” - (Ing. Mec. /BIM Manager Gian Franco Ortega Di Pascuales).
LOMA NEGRA: “Desarrollos en Tecnología del Hormigón que colaboran con los desafíos de la Ingeniería Moderna” - (Facundo Percivale).
ARCELORMITTAL ACINDAR: “Steligence. The Intelligence Construction choice by ArcelorMittal”(Sr. Olivier Vassart).
sEsiOnEs técnicas
Se recibieron 136 resúmenes que devengaron finalmente en 98 trabajos aceptados, de los cuales 72 fueron expuestos por sus autores en sesiones técnicas de Sala en lapsos de 20 minutos con 15 minutos adicionales para el debate y consultas de los presentes; y 9 trabajos se presentaron a través de Totems digitales. Todos abordaron temas que abarcan desde avances en diseño estructural hasta innovación en materiales. Las sesiones permitieron un enriquecedor intercambio entre los autores y los asistentes, consolidando las Jornadas como un espacio clave para el desarrollo profesional.
En los cuadros siguientes se muestra la localización de los trabajos recibidos y sus autores:
CABA y GRAN BS AS CHACO
CHUBUT
CÓRDOBA
ENTRE RÍOS
JUJUY
MENDOZA
MISIONES
SANTA FE
SALTA
SAN JUAN
SANTIAGO DEL ESTERO
TIERRA DEL FUEGO
TUCUMÁN
BOLIVIA
COLOMBIA ESPAÑA
URUGUAY
traBaJOs
Del análisis de dichos cuadros resulta que los trabajos recibidos fueron confeccionados en un 87 % por colegas argentinos y un 13 % por colegas extranjeros, con similares porcentajes de participación de profesionales en dichos trabajos.
Mientras que del análisis de la Ciudad de Buenos Aires y el gran Buenos Aires resulta que la cantidad
En las sesiones técnicas se recibieron 136 resúmenes que devengaron finalmente en 98 trabajos aceptados, de los cuales 72 fueron expuestos por sus autores en sesiones técnicas de sala en lapsos de 20 minutos con 15 minutos adicionales para el debate y consultas de los presentes; y 9 trabajos se presentaron a través de totems digitales.
de trabajos recibidos significó solo el 20 % con una participación del 17 % de profesionales, comparado con el resto del país que representaron el 80 % y 83 % respectivamente, razón por la cual con estos resultados obtenidos logramos afirmar que LAS JORNADAS AIE SON NETAMENTE FEDERALES, aunque se realicen usualmente en la Ciudad de Buenos Aires.
Siguiendo con el análisis de resultados, resaltamos la siguiente información:
Los trabajos abordados en las sesiones técnicas fueron catalogados dentro de los siguientes rubros:
LISTA DE TAREAS CANTIDAD TRABAJOS
NORMATIVA
MATERIALES
PROYECTO DE EDIFICIOS
PROYECTO DE PUENTES Y OBRA CIVIL
ESTRUCTURAS METÁLICAS Y DE MADERA
CONSTRUCCIÓN DE ESTRUCTURAS
ACCIONES SOBRE LAS ESTRUCTURAS
ANÁLISIS DE ESTRUCTURAS
DINÁMICA ESTRUCTURAL
ESTRUCTURAS SISMORRESISTENTES
PATOLOGÍA Y REHABILITACIÓN
SUELOS Y FUNDACIONES
asistEntEs
TOTAL DE TRABAJOS
La comunidad de colegas de la Ingeniería Estructural apoyó incondicionalmente a la Asociación con su masiva presencia durante los 3 días de Jornadas; en el siguiente cuadro se indica la cantidad de asistentes discriminados por actividad:
cOncursOs Y prEmiOs
Se celebraron importantes competencias, como el 19° Concurso Nacional de Modelos Estructurales y el Concurso Nacional de Ingeniería “Ing. Luis María Machado”, que premiaron la excelencia de jóvenes profesionales y estudiantes en el ámbito de la ingeniería estructural.
cOncursO naciOnal dE mOdElOs EstructuralEs
Se realizó el 19° Concurso Nacional de Modelos Estructurales para Estudiantes Universitarios, “ING.
CIVIL MARIO FRANCISCO PATARO” – Premio CPIC 2024. El Concurso tiene por finalidad promover entre los estudiantes universitarios del país la aplicación práctica y experimental de los conocimientos científico-teóricos que reciben en sus estudios de grado.
La reglamentación está orientada a premiar la habilidad del proyectista en el diseño estructural, la aproximación de sus cálculos a los resultados de los ensayos y la de éstos últimos a valores predeterminados. Se trata de un puente de 80 cm de largo, de 15 cm de ancho y 15 cm de altura total, que debe permitir el paso de un “vehículo” de 10 cm de ancho, 8 cm de alto y 30 cm de largo; y su ensayo bajo carga hasta producir su colapso.
En esta oportunidad resultó ganador el puente ejecutado por el estudiante Hugo Quiñones, de la Universidad de Mendoza, recibiendo Diploma y el premio de $ 280.000 donado por el Consejo Profesional de Ingeniería Civil.
Fueron Jurados el Ing. Emilio Reviriego, el Ing. Carlos Gauna y el Ing. José Rueda.
prEmiO ing luis maria machadO
El Concurso Nacional de Ingeniería «Ing. Luis María Machado» – Bienio 2023-2024 es otorgado por la Asociación de Ingenieros Estructurales (AIE), patrocinado por el Consejo Profesional de Ingeniería (CPIC) y auspiciado por el Centro Argentino de Ingenieros (CAI). Es para estudiantes y graduados recientes a fin de promover la Ingeniería Estructural entre los más jóvenes, a la vez, acercarlos a nuestra querida institución.
Se recibieron cuatro propuestas resultando ganador el reciente graduado Ing. Facundo Tomás Leguizamón Pfeffer, por su trabajo “Elaboración de un sistema
informático automatizado que permite evaluar la resistencia para elementos de hormigón estructural con cualquier geometría” quien recibió el Diploma y el premio de $ 140.000 donado por el CPIC.
Fueron Jurados el Ing. Carlos Sarpero, el Ing. Carlos Larsson y el Ing. Hugo Juan Donini.
prEmiO ing. JOsE luis dElpini
El Premio de Estructura Notable «Ing. José Luis Delpini» Bienio 2023-2024 ha sido instituido por la Asociación de Ingenieros Estructurales, para ser otorgado a la estructura ejecutada que reúna los mayores méritos entre las presentadas, a juicio de un Jurado especialmente designado por la AIE; que tiene como objeto promover el desarrollo de la ingeniería estructural en la Argentina.
Con él se busca premiar la creatividad en el diseño de la estructura, independientemente de su magnitud, que por las características especiales de su diseño y la calidad técnica de su construcción reúna los mayores méritos entre las presentadas y aceptadas.
El premio fue otorgado a la única presentación recibida, realizada por los Ing. Civiles Néstor Guitelman y Gustavo Darín, correspondiente al EDIFICIO CENTRAL CAMPUS UADE.
Fueron Jurados la Ing. Carolina Fainstein, el Ing. Ignacio Vilaseca y el Ing. Hugo Chevez.
cEna dE camaradErÍa Y visita a OBra
Ambos eventos de suma importancia incluidos en las Jornadas son el tradicional encuentro social, que tuvo lugar en el restaurante Sonna, donde los 74 asistentes
disfrutaron de la música en vivo de Claudio Morgado y su elenco; y la visita a las obras de modernización del Estadio ANTONIO V. LIBERTI del Club Atlético River Plate que reunió a 103 profesionales, quienes recorrieron las instalaciones guiadas por los Ings. Alberto Fainstein y Aldo Loguercio de la AIE, junto con el Arq. Rodrigo Álvarez, encargado del proyecto por parte de River.
Agradecemos especialmente al Club y a los profesionales mencionados por la excelente recorrida efectuada que superó ampliamente las expectativas de los participantes.
agradEcimiEntOs Y próXima Edición
Como vicepresidente de la Comisión Organizadora, quiero expresar nuestro más sincero agradecimiento a las comisiones directivas de la AIE que nos confiaron la Organización de las Jornadas, como así también a las autoridades del CPIC por todo el apoyo que continuamente brindan a la AIE y al evento.
A los patrocinantes, las autoridades de la UCA, los conferencistas, a los autores y
presentadores de trabajos y especialmente a los asistentes y a todos aquellos que desde la función que le haya sido asignada, hicieron posible esta exitosa edición de las Jornadas AIE.
Nos despedimos invitándolos a revivir los mejores momentos en nuestra web www. jornadasaie.org.ar y a sumarse a la 29° edición de las Jornadas Argentinas de Ingeniería Estructural.
¡Nos vemos en 2026!_
BARRILES DE CRUDO SE PROCESARÁN DIARIAMENTE, PRODUCIENDO ASÍ 170 MIL BARRILES DE GASOLINA
Refinería Olmeca Dos Bocas, Paraíso, Tabasco Construimos cinco plantas de proceso y servicios auxiliares, contribuyendo en el presente y futuro energético de México.