REVISTA IE 70

REPARACIÓN DE LA TRIBUNA OESTE DEL ESTADIO DEL CLUB ATLÉTICO NEWELL´S OLD BOYS

ASOCIACIÓN DE INGENIEROS ESTRUCTURALES

ESTUDIO ANALÍTICO Y EXPERIMENTAL DE LA RELAJACIÓN DEL ACERO DE PRETENSADO

LOS VALORES DEL INGENIERO Y EL PERFIL DEL PROFESIONAL DE LA INGENIERÍA

AÑO 26 / DICIEMBRE 2021 / EDICIÓN 70 / EDICIÓN DIGITAL POR EMERGENCIA SANITARIA

SUMARIO

8

Reparación de la tribuna oeste del Estadio del Club Atlético Newell´s Old Boys

38

44 28 |4|

Estudio analítico y experimental de la relajación del acero de pretensado

52

Los valores del ingeniero y el perfil del profesional de la ingeniería

Una revisión sobre las juntas de dilatación en edificios de hormigón armado

Diseño sísmico de edificios de 6 a 14 pisos con pórticos o tabiques según ACI 318 (2019)

EDITORIAL

«FUE EL TIEMPO QUE PASASTE CON TU ROSA LO QUE LA HIZO TAN IMPORTANTE» El Principito Antoine De Saint-Exupery

Culmina 2021, y con ello, terminan dos años de una gestión especial;

lo que constituye una deuda forzada, pendiente de reactivación, ya

especial como todo lo que nos ha sucedido durante este bienio, con-

iniciada con la reciente cena de camaradería que disfrutamos en el

dicionado por el antipático virus que ha cambiado nuestras vidas. Ha

mes de noviembre.

sido un desafío, el cual creo, hemos superado exitosamente como institución. Para ello, ha resultado fundamental la capacidad de adapta-

Culmina 2021, y con ello, AIE renueva sus autoridades. Además de

ción de quienes formamos AIE, desde los socios de la Comisión

varios proyectos y tareas en ejecución, le legamos el dilema que las

Directiva, de quienes integran las diversas comisiones de trabajo o de

circunstancias les imponen, recuperar la normalidad prepandemia o

los socios, siempre dispuestos a colaborar cada vez que se los con-

adoptar lo impuesto por la transitoria situación forzada. Seguramente

voca, continuando con nuestro personal, el cual supo responder a la

la respuesta no será absoluta, deberán analizar y tomar decisiones para

modificación de procedimientos y rutinas probadas con la buena dis-

recuperar lo bueno de cada realidad y descartar aquello no construc-

posición que lo caracteriza, sin olvidar a los colaboradores externos

tivo para la nueva normalidad. Les deseamos la mejor de las suertes

que nos apuntalan, asesoran y complementan desde hace años.

y lucidez para decidir. Recuerdo la cita de Charles Darwin realizada un año atrás en este espacio: “No sobrevive el más fuerte de la especie,

AIE es un mecanismo eficiente, versátil y bien aceitado construido

ni el más inteligente, sino el que mejor reacciona ante el cambio.”

por muchos actores. A todas ellos mi reconocimiento. No puedo dejar de agradecer el honor que me han otorgado al confiarme esta función

Arribamos a un momento del año que sentimos como de renovación,

que finalizo, a la luz de la alta consideración en que tengo a quienes

caracterizado por la manifestación de nuestros afectos, que tradicio-

me han precedido en ella. Lamento si alguien considerara que ha sido

nalmente es para muchos la mejor ocasión para reunirnos, o al menos,

una gestión deslucida y pido su benevolencia, amparado en las limi-

comunicarnos con nuestros seres queridos, a quienes no les resulta

tantes circunstancias.

ajena esta institución por dedicarle mucho de nuestro tiempo y esfuerzo, reconfortados por el espíritu de camaradería. Convencidos de

Organizamos con éxito las primeras Jornadas AIE virtuales, repro-

ello, es que les deseamos excelentes fiestas y un próspero año 2022,

gramadas por necesidad; aumentamos la cantidad y diversidad de

a cada uno de los socios, a nuestra asociación y como no podríamos

ofertas de capacitación y actualización profesional, poniéndolas al al-

omitir, también a nuestro país. Hago votos para que complementemos

cance de mucho más público; editamos la revista IE con la periodici-

la laboriosidad y tesón que nos caracteriza, con el desinteresado es-

dad y calidad que la caracterizan desde hace años, ahora distribuida

píritu de participación y liderazgo que nuestra sociedad necesita.

en forma virtual; compensamos las bajas de socios por fuerza mayor, con más y nuevos socios; establecimos nuevos vínculos con asociaciones de profesionales nacionales y del exterior; incrementamos la participación de socios del interior de nuestro país en todos los niveles; todo esto con un resultado económico satisfactorio que nos per-

Ing. Andrés Malvar Perrin

mitió encarar la renovación de nuestro sitio web y de las oficinas de

Presidente saliente de la Asociación de Ingenieros Estructurales

la AIE. Entendemos que el aspecto social ha estado en hibernación,

presidente@aiearg.com.ar

|5|

Publicación de la Asociación de Ingenieros Estructurales para la información y divulgación de temas científicos y técnicos Edición digital 70 ISSN 16671511 / AÑO 26 / Diciembre de 2021

COMISIÓN DIRECTIVA DE LA AIE PRESIDENTE: Ing. Pablo L. Dieguez SECRETARIO: Ing. Martin Polimeni TESORERO: Ing. Mario Chiesa VOCALES TITULARES: Ing. Rafael García Tornadú Ing. Juan Cura Ing. Hugo Chevez Ing. Mario De Bortoli VOCALES SUPLENTES: Ing. José Antonio Rueda Ing. Juan José Andrada REVISORES DE CUENTAS: Ing. Oscar Bruno Ing. Javier Fazio SECRETARÍA Vilma Fernández Pozzi Lic. María Laura Rivas Díaz Sandra Orrego REVISTA IE COMITÉ EDITORIAL

Director: Rogelio D. Percivati Franco Inga. Laura Cacciante Ing. Marcos De Virgiliis Ing. Carlos Gustavo Gauna

Prohibida la reproducción total o parcial de textos, fotos, planos o dibujos sin la autorización expresa del Editor. Los artículos firmados son de exclusiva responsabilidad de sus autores o de las firmas que facilitan la información y no reflejan necesariamente la opinión de la AIE.

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PRODUCCIÓN EDITORIAL

CONTÉCNICOS Contenidos Técnicos Arq. Gustavo Di Costa EDITOR RESPONSABLE

ASOCIACIÓN DE INGENIEROS ESTRUCTURALES Hipólito Yrigoyen 1144 1º, C1086AAT Ciudad Autónoma de Buenos Aires Tel/Fax: +54 (911) 4381-3452/5252-8838 Info09@aiearg.org.ar www.aiearg.org.ar

CORRESPONSALES

ARGENTINA Bahía Blanca: Ing. Mario Roberto Minervino Córdoba: Dr. Ing. Carlos Prato El Calafate: Ing. Otto Manzolillo Mendoza: Mg. Ing. Carlos Llopiz Neuquén: Ing. Emanuel Gevara Rosario: Mg. Inga. Yolanda Galassi Santa Fe: Dr. Ing. Gustavo Balbastro Trelew: Ing. Hugo Juan Donini EXTERIOR Bolivia: Ing. Mario R. Terán Cortez (La Paz) Brasil: Dr. Ing. Paulo Helene (San Pablo), Ing. Silvio de Souza Lima (Río de Janeiro), Prof.

Darío Lauro Klein (Porto Alegre) Colombia: Ing. Luis Enrique García (Bogotá), Prof. Harold Muñoz (Santa Fe de Bogotá) Chile: Ing. Rodolfo Saragoni Huerta (Santiago) China: Ing. Carlos F. Mora (Hong Kong) República Dominicana: Ing. Antonio José Guerra Sánchez Estados Unidos: Inga. María Grazia Bruschi (Nueva York) España: Ing. Jorge Alberto Cerezo, Prof. José Calavera Ruiz (Madrid), Dr. Antonio Aguado de Cea (Barcelona) Israel: Ing. Mario Jaichenco (Naharia) México: Dr. Ing. Pedro Castro Borges (Mérida, Yucatán), Ing. Daniel Dámazo Juárez (México DF) Paraguay: Ing. Angélica Inés Ayala Piola (Asunción) Portugal: Prof. Antonio Adao da Fonseca (Porto) Perú: Ing. Carlos Casabonne (Lima) Puerto Rico: Ing. José M. Izquierdo (San Juan) Uruguay: Ing. Gerardo Rodríguez (Montevideo) Venezuela: Inga. Gladis Troconis de Rincón (Zulia)

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Reparación de la tribuna oeste del Estadio del Club Atlético Newell´s Old Boys

Por la Ing. Civil Yolanda Rosana Galassi (1), el Ing. Civil Héctor Aguerreberry (2) y el Arq. Eduardo Bressan (3).

(1) Ingeniera Civil desde 1996, egresada de la Facultad de Ciencias Exactas, Ingeniería y Agrimensura de la Universidad Nacional de Rosario. Directora de la Escuela de Ingeniería Civil de la Facultad de Ciencias Exactas, Ingeniería y Agrimensura de la Universidad Nacional de Rosario. Profesora Titular del Área de Mecánica Aplicada de la Escuela de Ingeniería Civil de la Facultad de Ciencias Exactas, Ingeniería y Agrimensura de la Universidad Nacional de Rosario. Profesora Titular del Área de Estructuras de la Escuela de Ingeniería Civil de la Facultad de Ciencias Exactas, Ingeniería y Agrimensura de la Universidad Nacional de Rosario. Máster en Mecánica de Suelos y Cimentaciones, CEDEX, junio 2006, Madrid, España, Beca AECI. Magister en Estructuras de la Universidad Nacional de Rosario (2005).

(2) Ingeniero Civil egresado en el año 1987 de la Facultad de Ciencias Exactas, Ingeniería y Agrimensura de la Universidad Nacional de Rosario. Proyectista de Estructuras. Socio Fundador del Estudio de Arquitectura e Ingeniería Bressan-Aguerreberry, desde 1990 hasta la actualidad.

Este trabajo trata sobre la reparación de la Tribuna Oeste del Estadio del Club Atlético Newells´s Old Boys (NOB) de la ciudad de Rosario, denominada “Tata Martino”, compuesta por 35 pórticos de hormigón armado. La estructura, de casi 100 años de antigüedad, manifestaba fisuras a 45° en todas las vigas en cercanía de las columnas, por lo que fue clausurada para su uso a fines de 2014. El Club encargó un informe sobre el estado de la construcción al Instituto de Mecánica Aplicada y Estructuras de la Facultad de Ciencias Exactas, Ingeniería y Agrimensura de la Universidad Nacional de Rosario (FCEIA-UNR), el cual concluye que la armadura al esfuerzo de corte y a flexión en vigas es insuficiente al igual que las armaduras principales de las columnas exteriores. Posteriormente, el Club nos encargó el proyecto de reparación de la estructura, la cual se presenta en este trabajo. Dicha propuesta fue ejecutada entre los Torneos de Apertura y Clausura del Futbol Nacional, entre diciembre de 2014 y febrero de 2015.

(3) Arquitecto egresado en 1987 de la Facultad de Arquitectura, Planeamiento y Diseño de la Universidad Nacional de Rosario. Secretario de Infraestructura de la Universidad Nacional de Rosario desde 2019. Docente de la cátedra de Historia de la Arquitectura de

solicitaciones y el dimensionamiento de los refuerzos

la Facultad de Arquitectura, Planeamiento y Diseño

estructurales de la tribuna “Gerardo Tata Martino” del

de la Universidad Nacional de Rosario. Socio Funda-

estadio del Club Atlético Newells´s Old Boys de la

dor del Estudio de Arquitectura e Ingeniería Bressan-

ciudad de Rosario, la cual se destaca en color rojo en

Aguerreberry, desde 1990 hasta la actualidad.

|8|

El presente trabajo trata sobre el cálculo de acciones,

la Figura 1.

Figura 1 Planta General del Estadio de NOB

Figura 2 Vista aérea del estadio A la derecha se encuentra la tribuna a reparar

Según consta en el Informe realizado por el Instituto de Mecánica Aplicada y Estructuras de la Universidad Nacional de Rosario (Orden de Trabajo 00100015, fecha 03/01/2014) a pedido del Comitente (Club NOB), la estructura de la platea popularmente llamada “La Visera” (Figura 2), demandaba una intervención urgente, ya que según han investigado y auscultado, algunas partes estructurales de la misma

La obra tuvo sus particularidades ya que debajo de la

carecen de la armadura necesaria para el destino pre-

tribuna había diferentes destinos funcionales, desde

visto, y producto de ello, son las visibles fisuras en

sala de máquinas y bombas, bares, depósitos, en una

todas las vigas principales de los pórticos que la con-

época, un sector estaba destinado a pileta cubierta,

forman (Figura 3).

entre otros usos, previendo diferentes opciones de refuerzos de fundación según sea la accesibilidad.

Se auscultan las fundaciones, y se observa que están sub-dimensionadas en la columna central, según el es-

Se plantea una estructura de refuerzo, de hormigón ar-

tudio de suelos realizado, por lo tanto, se infiere que

mado, para descargar las partes estructurales en malas

posiblemente se dieron asentamientos importantes.

condiciones. Se dimensionan los refuerzos a los 39 pórticos de la estructura (Figuras 4 y 5).

El estadio fue clausurado por entes oficiales, por ello, debieron realizarse los arreglos entre diciembre de 2014 y febrero de 2015.

|9|

Figura 3 Pórticos donde se ven las fisuras pronunciadas a 45° sobre el apoyo central

Figura 4 Planta estructura de pórticos a reparar

La tribuna original data del año 1929. Se trata de un

xión entre un 20% y 30% menos de armadura), la C2

sistema de pórticos, donde cada uno de ellos se en-

también acusa un déficit de armadura vertical según

cuentra compuesto por 3 columnas, y una viga con-

consta en el informe mencionado (Figura 5). Según

tinua de 2 tramos, de inercia variable (Figura 5),

el informe, la calidad del hormigón es de un H20.

sobre la cual se asienta la losa de la tribuna con los escalones correspondientes.

Se decide reforzar la viga V1 y columnas C1 y C2.

También corresponde reforzar las vigas de apeo, que

Sobre la primera columna, se apoya el soporte de la

son las vigas transversales capaces de vincular todos

losa que conforma “la visera”. Según el informe re-

los pórticos y recoger la carga de ellos, descargando

alizado por el IMAE, la estructura superior, losas,

sobre las columnas C1 y C2 la carga correspon-

vigas y tabiques que conforman la visera se encuen-

diente.

tra en buen estado general, por lo tanto, se prevé mantener esa estructura. La viga V2 y las columnas

|10|

Los pórticos están ubicados cada 3.50 m pero las co-

C1 y C3 se encuentran en buenas condiciones en ge-

lumnas cada 7 m, por ende, las vigas de apeo, o lon-

neral, mientras que la viga V1 y la columna C2 son

gitudinales, son las que llevan la carga de las vigas

las que presentan déficit de armaduras importante

intermedias a las columnas, y de allí la importancia

(en el caso de la V1 al corte, 5 veces menos, y a fle-

de reforzarlas.

Figura 5 Esquema de la estructura transversal y refuerzos propuestos

NORMAS Y REGLAMENTOS Reglamento CIRSOC 101-2005: Reglamento Argentino de Cargas Permanentes y Sobrecargas Mínimas de Diseño para Edificios y otras Estructuras.

Reglamento CIRSOC 201-2005: "Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón".

MATERIALES DE ESTRUCTURA DE REFUERZO

Figura 6.

Corte losa

a) Hormigón Calidad H-25 f’c= 25 MPa b) Acero Tipo Nervurado Calidad ADN 420 fs= 420 MPa

IDEALIZACIÓN ESTRUCTURAL La estructura se modela mediante la utilización de software de elementos finitos, generando un modelo de barras. Se utilizan las características geométricas indicadas en los planos que aportó el Comitente. Se consideran dos combinaciones de estados de carga, donde intervienen el peso propio de la estructura y las sobrecargas de uso y mínimas gravitacionales. Se procesa la estructura con las dimensiones originales, y luego, con los refuerzos propuestos.

CARGAS Y SOBRECARGAS CONSIDERADAS Cargas gravitatorias, según CIRSOC 101-2005: Peso propio Tribuna (

= 25 KN/m3)

|11|

d1= ((0,93*0,40/2)+1,01*0,08) * 25 KN/m3= 6,67 KN/m2 En cada pórtico (separación entre pórticos: 3,15 m):

(1)

D1 = 6,67 KN/m2 * 3,15 m= 21 KN/m

(2)

Peso propio Alero D2 = 0,08m * 25 KN/m3 * 3,15 m= 6,3 KN/m

(3)

Peso Propio Balcón exterior D3 = 0,08m * 25 KN/m3 * 3,15 m= 6,3 KN/m

(4)

Peso propio de los elementos estructurales Lo evalúa el mismo programa a partir de las secciones geométricas introducidas.

Sobrecargas gravitatorias, según CIRSOC 101-2005: Sobrecarga en Tribuna Coeficiente de impacto: 1,5 Sobrecarga en tribuna con asientos fijos: 3 KN/m2.

En cada pórtico: L1= 3 KN/m2 * 1,5 * 3,15 m = 14,2 KN/m2

(5)

Sobrecarga en Alero Según Capítulo 4.9.1 CIRSOC Área tributaria At = 3,15m * 13,57m = 42,8 m2 R1= 1,2-0,01076* At/m2 = 0,74

(7)

(6)

p= 0,66m/13,57m * 100 = 4,86%

(8)

F= 0,12 p= 0,58

(9)

Pendiente en %

R2 = 1 lr = 0,96 KN/m2 * R1 * R2 = 0,71 KN/m2 Lr = lr * 3,15m= 2,24 KN/m

(10) (11)

Combinaciones de estados de carga Se obtienen resultados para las siguientes combinaciones de estados de carga: COMB1= 1,2 D + 1,6 L + 0,5 Lr

COMB2= 1,2 D + 1,6 Lr + 0,5 L SOLICITACIONES Y DIMENSIONAMIENTO Se procesa la estructura original, que verifica el déficit de armadura determinados por el IMAE.

|12|

(12) (13)

COMBINACIÓN 2

Normal

Momento

Corte Figura 7 Esfuerzos internos COMB2

Se proponen los siguientes refuerzos: Para la columna C1 de 35 x 35 y 6 m de altura, se adiciona una columna de 35 x 35, para la columna C2 de 30 x 30 y 3,80 m de altura, se agrega una columna de 30 x 50. A cada lado de la V1 se agrega una nueva viga de altura variable y de 18 cm de ancho. Las vigas de apeo se dimensionan para recibir las cargas de las nuevas V1, reemplazando las existentes. Se trascriben las Solicitaciones en estructura con nuevas secciones según refuerzos propuestos en columnas y Viga V1.

COMBINACIÓN 1

Normal

Figura 8 Esfuerzos internos COMB1

Momento

Corte

|13|

COMBINACIÓN 2

Normal Figura 9 Esfuerzos internos COMB2

Momento

Corte

DIMENSIONAMIENTO A FLEXO-COMPRESIÓN DE LOS REFUERZOS DE LA V1 (19)

A los laterales de la viga V1, se proyectan 2 vigas de b = 18 cm y copiando la altura de la viga existente. A continuación, se dimensionan las armaduras, según CIRSOC.

(20)

Momento nominal

(21) (14) (22)

Normal nominal

Armadura inferior: (15)

h = 1,05m; d = 0,18m; b = 1,00m fs= 420 MPa; f’c= 25 MPa De la COMB2

mensionamiento de las armaduras, según Reglamento

Mu= 1177 KNm; Nu = -73 KN Armadura superior:

CIRSOC 201-2005, donde:

h = 0,80; b = 0,18m; d = 0,75m

Seguidamente, se detallan los pasos a seguir para el di-

fs= 420 MPa; f’c= 25 MPa De la COMB1

Altura de la sección:

Mu = 344 KNm; Nu = -181 KN

Recubrimiento de armaduras: (16) (17) Tabla adimensional

|14|

(18)

Las solicitaciones se dividen por dos debido a que se proponen dos vigas, una a cada lado de la viga V1 existente. De esta manera, se reemplaza la estructura existente con las vigas nuevas.

Tabla 1 Armadura a Flexión Vigas refuerzo de V1

DIMENSIONAMIENTO A CORTE DE LAS VIGAS DE REFUERZOS A LA V1 Se dimensiona la armadura de estribos con el valor de esfuerzo de corte máximo a filo de columna (apoyo directo), Corte último COMB1: 420 KN (23) (24) (25) (26) (27)

Tabla 2 Armadura a Corte Vigas refuerzo de V1

DIMENSIONAMIENTO DE LAS VIGAS DE APEO Son las vigas que vinculan todos los pórticos, y al mismo tiempo, sobre ellas descansa un pórtico intermedio entre los que tienen columnas.

|15|

Normal

Momento

Corte

Para el dimensionamiento a flexión y corte, se toman las máximas solicitaciones, del lado de la seguridad, y se dimensionan las nuevas vigas de apeo, sin tener

Figura 10 Esfuerzos internos COMB2

en cuenta la posible colaboración de las existentes.

Tabla 3 Dimensionamiento a Flexo compresión de las Vigas de Apeo Tabla 4 Dimensionamiento a Corte de las Vigas de Apeo

|16|

VIGA DE APEO EXTERIOR

VIGA DE APEO INTERMEDIA

Figura 11 Armaduras Vigas de Apeo

REFUERZOS DE LA VIGA PRINCIPAL

Figura 12 Armaduras Vigas de Refuerzo V1

DIMENSIONAMIENTO DE LAS COLUMNAS DEL PÓRTICO Según las auscultaciones y verificaciones posteriores, la columna exterior se encuentra en buenas condicio-

La longitud efectiva le = k l es función de la rigidez

y en cada extremo de elemento compri-

nes de seguridad, y las observadas en malas condicio-

relativa

nes es la columna central del pórtico. Debido a la

mido, además de si el sistema es desplazable o indes-

solución adoptada, deben reforzarse ambas columnas,

plazable.

descargando especialmente la columna central y tomando casi un 70% de la carga, las nuevas columnas.

Las solicitaciones en las columnas se extraen del modelo 3D, ya que allí se encuentran representadas todas las partes estructurales, e inclusive, tenidos en cuenta los pesos propios de las vigas de apeo.

Habiendo realizado estas operaciones, y entrado en el nomograma para calcular los factores de longitud

Esbeltez de las columnas: El factor k para pórticos in-

efectiva, se llega a un valor de k<1, por ello, estamos

desplazables varía entre 0,5 y 1.

dentro de lo que sería un pórtico indesplazable.

|17|

COLUMNA EXTERIOR

COLUMNA CENTRAL (28)

(42)

(29)

Límite para considerar efectos de esbeltez

Límite para considerar efectos de esbeltez (43)

Se consideran efectos de esbeltez Se utiliza método de amplificación de momento

No se consideran efectos de esbeltez

(30)

Diagramas de interacción

(31)

II-9

Diagramas de interacción II-9

(44) (45)

(32) Esquema de Armaduras Columna exterior (33)

y Columna Intermedia

(34)

(35)

(36)

(37) (38)

Se utiliza M2 para dimensionamiento de la columna: II-9

Diagramas de interacción Diagramas de interacción II-9

(39) (40) (41)

|18|

Figura 14 a Armadura de columnas de refuerzo, vigas de apeo y viga principal de pórtico

Tabla 5 Dimensionamiento de las columnas

Figura 14 b Armadura de columnas de refuerzo, vigas de apeo y viga principal de pórtico

Fundaciones

dirección de obra, ya que en algunos sitios resulta ac-

El dimensionamiento de las fundaciones a las colum-

recta y en otros casos es conveniente optar por pozos

nas propuestas se realiza para las cargas en servicio

romanos y pilotes.

cesible el espacio necesario para realizar fundación di-

máximas, obtenidas de las COMBINACIONES de estados de carga:

ALTERNATIVA 1: BASES CENTRADAS BASE COLUMNA INTERMEDIA Ns = 1475 KN

Base externa Ns =-226 KN Base Intermedia Ns =1475 KN Según el estudio de suelos, la tensión admisible del

Se adopta una base de 3,5 m x 3,5 m.

suelo a la profundidad de fundación (a -1m), es de 120 KN/m2. Se proponen 3 alternativas de fundación para

Altura de la base: Para garantizar uniformidad de

la columna intermedia, a utilizar según lo disponga la

carga se tiene en cuenta el criterio de rigidez de las za-

|19|

patas, haciendo las luces en cada dirección (Lx, Ly) Lx/2 y Ly/2, 160 cm/2= 80 cm y 135 cm/2 = 67,5 cm.

Se adopta altura de base h = 75cm.

Se considera altura estática d = 68 cm (descontando recubrimiento y a medio de armadura).

Verificación al corte como viga ancha: (46)

(47)

(48) (49)

(50) (51)

Verificación al punzonado

(52)

(53)

(54)

|20|

Armadura por flexión

(55)

(56)

(57)

(58)

Se adopta 1 ø 16 c/20 en cada dirección.

BASE COLUMNA EXTERIOR Ns = 226 KN

Se adopta una base de 1,6 m x 1,6 m.

Altura de la base: Para garantizar uniformidad de carga se tiene en cuenta el criterio de rigidez de las zapatas, haciendo Lx/2 y Ly/2, 62cm/2 = 31 cm y 45cm/2 = 22,5 cm.

Se adopta h = 60cm. Se considera d = 53cm (descontando el recubrimiento y a medio de armadura).

Se adopta 1 ø 12 c/20 en cada dirección (Ver la Figura 15).

|21|

ALTERNATIVA 2: PILOTES Se dimensiona la fundación para la carga correspondiente a la nueva columna, con refuerzos a C2 a agregar: Ns = 848 KN Según el Estudio de suelos, un pilote de 50 cm de diámetro y 5 m de profundidad tienen una capacidad portante de 42,64 t, por lo tanto, se adoptan 2 pilotes de dicho tamaño.

El cabezal se dimensiona de 50 x 80 cm.

Esfuerzo biela comprimida: (59) (60) (61)

Armadura horizontal inferior: Esfuerzo de tracción S = 453 KN As = 0,4533/240 MN/m2 = 19 cm2.

Se adoptan 7 ø 20.

El pilote lleva armadura mínima (Ver Figura 16).

ALTERNATIVA 3: POZOS ROMANOS Se dimensiona la fundación para la carga correspondiente a la nueva columna a agregar: Ns = 848 KN. Según el Estudio de suelos, un pozo romano de 80 cm de diámetro y 3 m de profundidad, con bulbo de 120 cm de diámetro, tiene una capacidad portante de 422 KN, por ende, se adoptan 2 pilotes de dicho tamaño.

El cabezal se dimensiona de 50 x 80 cm y se adopta la misma armadura antes calculada.

|22|

Los pozos se llenan con hormigón H-20 y una armadura mínima, adoptando: 10 ø 20 (Ver Figura 17).

Figura 15 Esquema de bases y armadura

Base columna refuerzo a C1

Base columna refuerzo C2

Figura 16 Cabezal de dos pilotes en refuerzo de fundación C2

|23|

Figura 17 Cabezal de dos pozos romanos con bulbo en refuerzo de fundación C2

Figura 18 Refuerzos de Columnas y vigas

Figura 19. Refuerzos Vigas de Apeo Referencias

Agradecimientos

1)Informe del Instituto de Mecánica Aplicada y Estructuras

Al Club Atlético Newell's Old Boys por brindar el

de la Universidad Nacional de Rosario (UNR). Orden de

apoyo necesario para la realización de la obra.

Trabajo 0010-0015, de fecha 03/01/2014, a pedido del Comitente (Club NOB).

2)Estudio de suelos del Ing. Juan Carlos Rosado, Nº 5.990.

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Estudio analítico y experimental de la relajación del acero de pretensado Por el M.Sc. Ingeniero Civil Carlos F. Gerbaudo y el M.Sc. Ingeniero Civil Juan G. Sialle.

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En el presente trabajo se realiza un estudio del estado del arte del fenómeno de relajación en aceros de pretensado de alta resistencia, los factores que influyen en su desarrollo a lo largo del tiempo, la presentación de diferentes modelos de relajación del acero y su aplicación práctica, y finalmente, se realiza una calibración de la función de relajación del acero de pretensado a partir de los datos colectados en dos cables de pretensado correspondiente a los anclajes al terreno de una pila de puente.

EL FENÓMENO DE RELAJACIÓN DEL ACERO El fenómeno de relajación se define como la pérdida de tensión que experimenta un material sometido a una deformación constante. En el acero de pretensado, la relajación es una consecuencia de la viscoplasticidad del material, y las causas de la relajación son las dislocaciones y reacomodos en la microestructura cristalina del acero solicitado en forma permanente, que generan flujo plástico en el tiempo, disminuyendo la tensión que aparece como respuesta a la deformación.

|28|

La magnitud de relajación que tendrá el acero de pre-

y la tensión de fluencia o resistencia a tracción del

tensado depende del procedimiento de fabricación y

acero, y la temperatura a la cual se encuentra sometido

de la calidad del mismo. Generalmente, a los aceros

el acero durante la vida útil de la estructura, destacán-

se les realizan tratamientos térmicos para disminuir

dose que para altas temperaturas la tasa de relajación

las tensiones internas del material, denominándose

del acero aumenta notablemente.

estos aceros alivianados de tensiones. Por otra parte, existen aceros llamados de baja relajación, los cuales

Los estudios realizados por numerosos investigado-

son pre-estirados a diferentes temperaturas, a efectos

res, principalmente por el equipo del Profesor Zdeněk

de producir una deformación permanente y disminuir

Bažant de la Universidad de Northwestern (Bažant &

la magnitud de la relajación. Actualmente, la mayoría

Yu, 2013), sobre las causas de deformaciones excesi-

de los sistemas de pretensado conformados por barras,

vas medidas en varios puentes existentes de grandes

alambres o cordones utilizan aceros de baja relajación.

luces, llegan a la conclusión que la pérdida de tensión del acero de pretensado por relajación en el tiempo es

La manera habitual de medir el fenómeno de relaja-

afectada significativamente por los cambios del nivel

ción es a través de la llamada tasa de relajación del

de deformación en el acero y las altas temperaturas a

acero de pretensado, definida como la relación entre

las que suelen estar sometidos los cordones de preten-

las pérdidas de pretensado por relajación y la tensión

sado en losas y almas de reducido espesor.

inicial de pretensado: Este efecto es más notorio en aquellas estructuras de grandes luces con un alto grado de sensibilidad a los efectos de fluencia y retracción del hormigón, donde los cambios del nivel de deformación en el acero, a lo Donde:

largo del tiempo, interactúan con la pérdida de tensión = tasa de relajación.

del acero de pretensado por relajación.

= tensión inicial de pretensado. = tensión en el acero de pretensado luego de t horas.

En efecto, en estructuras de grandes luces con alta sensibilidad a los efectos de la fluencia, las pérdidas de pretensado debido a la relajación del acero no pueden

Generalmente, para caracterizar la relajación del acero

calcularse de manera separada del análisis de los efec-

de pretensado, los fabricantes de acero suelen infor-

tos de la fluencia y retracción del hormigón en la es-

mar la tasa de relajación luego de 1.000 horas a distin-

tructura, y viceversa, la relajación del acero influye en

tos niveles de tensión y a una temperatura constante

los efectos de la fluencia del hormigón.

de 20 ºC. Sin embargo, los códigos de diseño internacionalLas variables principales que influyen en el fenómeno

mente reconocidos, tanto europeos como americanos,

de relajación son las características mecánicas del ma-

presentan modelos de relajación del acero para defor-

terial, la relación entre la tensión inicial de pretensado

mación y temperatura constante, sin especificar fór-

|29|

mulas que permitan tener en cuenta estas variables, o

Como se ve, la ley de desarrollo de la relajación, según

dando un tratamiento simplificado de su efecto.

el enfoque americano, es logarítmica y la cantidad

A la luz de los resultados experimentales, existen es-

la tensión inicial de pretensado y la tensión de fluencia

tudios actuales que presentan modelos ajustados para

del acero de pretensado.

total de relajación se calcula mediante la relación entre

la relajación del acero que incluyen las variables de cambios de deformación y temperatura (Bažant & Yu, 2013).

La fórmula anterior de relajación para cordones y alambres alivianados de tensiones puede ser modifi-

1. Modelos de pérdida de tensión por relajación del acero

cada para estimar la relajación en cordones de baja relajación. De acuerdo a Nawy (Nawy, 2006):

En este apartado, se presentan los modelos de relajación del acero de pretensado más usuales utilizados en la práctica ingenieril.

1.1. El enfoque americano

Si se disponen de datos de relajación otorgados por el fabricante del acero, se puede generalizar la ecuación anterior de la siguiente forma:

El enfoque americano para abordar el fenómeno de relajación del acero de pretensado se ha desarrollado con base en el trabajo realizado por Magura y sus co-

Donde s es un coeficiente el cual depende de las pro-

laboradores (Magura, Sozen, & Siess, 1964), quienes

piedades de relajación intrínseca para un determinado

recopilaron y estudiaron una amplia colección de en-

tipo de acero.

sayos de relajación realizados en diferentes laboratorios. A partir del análisis que llevaron a cabo,

Esta formulación se encuentra subyacente, por ejem-

concluyeron que una estimación satisfactoria de la

plo, en la especificación AASHTO LRFD Bridge De-

tasa de relajación para cordones y alambres aliviana-

sign Specification, la cual propone que la pérdida de

dos de tensiones puede obtenerse con la siguiente fór-

pretensado debida a relajación puede ser calculada

mula:

como:

Donde:

Donde: = tasa de relajación. = tensión inicial de pretensado. = tensión en el acero de pretensado luego de t horas. = tensión de fluencia del acero de pretensado.

|30|

= pérdida de tensión debida a relajación. = coeficiente que depende del tipo de acero; 30 para cordones de baja relajación y 7 para los demás aceros de pretensado.

1.2. El enfoque europeo

y la resistencia a tracción del acero de pretensado y de la clase de acero:

El enfoque europeo para el tratamiento de la relajación nace a partir de la tradición establecida por los grandes ingenieros europeos precursores en el uso del hormigón pretensado, como el francés Eugène Freyssinet, el italiano Riccardo Morandi y el alemán Hubert Rüsch, quien como presidente de la Comisión de Trabajo “Hormigón Pretensado”, publicó la DIN 4227 (Leonhardt, 1980). El enfoque europeo difiere del en-

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Tabla 1 Relajación según el Código Modelo 2010 de la fib

foque americano en el sentido de que la ley de desarrollo de la relajación es una función potencial, en lugar

Por otra parte, el Eurocódigo 2-Diseño de Estructuras

de la función logarítmica propuesta por la práctica

de Hormigón, código redactado por el CEN (Comité

americana.

Européen de Normalisation) en el año 2004, sigue con

La fib (fedération internationale du béton), organiza-

para el cálculo de relajación similares a las dadas en el

ción que nace a partir de la unión de dos instituciones

Código Modelo 2010. Según el Eurocódigo 2, la tasa

referentes como eran el CEB (Comité Euro-Interna-

de relajación para diferentes clases de acero puede ser

tional du Béton) y la FIP (Fedération Internationale de

calculada como:

la tradición europea y otorga fórmulas matemáticas

la Précontraine) especifica en el Código Modelo 2010 (Model Code 2010), la siguiente fórmula para estimar la tasa de relajación del acero de pretensado:

Donde:

Donde:

= relación entre la tensión

= tasa de relajación. = tensión inicial de pretensado. = tensión en el acero de pretensado luego de t horas.

inicial de pretensado y la resistencia a tracción del acero. = relajación intrínseca luego de

= relajación intrínseca luego de

1000 horas.

1000 horas.

La dependencia del nivel tensional en la relajación = relajación intrínseca luego de

La dependencia del nivel de tensión y del tipo de acero en la relajación, en este caso, se tiene en cuenta mediante la tasa de relajación intrínseca

queda establecida por el parámetro

y el tipo de

acero influye en la elección de la clase de relajación.

100 horas.

2. Calibración de la función de relajación para aceros de fabricación nacional

. El Código

Modelo 2010 propone los siguientes valores de rela-

A partir de los datos aportados por el fabricante de los

jación en función de la relación entre la tensión inicial

cordones de pretensado Grado 270 de “Baja Relaja-

|31|

ción” que reporta una pérdida de tensión por relaja-

arroja un valor de pérdida por relajación a tiempo in-

ción de 2.5% para una relación entre la tensión inicial

finito de 1.67%, inferior a la pérdida de 1.000 h indi-

y la tensión de fluencia

= 0.70, a un tiempo de

cada por el fabricante, por lo tanto, se considera que

1.000 horas y una temperatura de 20 ºC, se procede a

no es aplicable a los aceros de pretensado utilizados

calibrar el coeficiente s de la formulación logarítmica

en el país.

propuesta por la práctica americana, para una relación típica de tensión inicial de pretensado a tensión de

3. Calibración de datos experimentales

fluencia del acero de 0.70. El valor obtenido del coeficiente s es igual a 18, por lo que la ecuación de pérdida de tensión por relajación resulta:

En el presente apartado se realiza la calibración de un conjunto de mediciones experimentales llevadas a cabo en dos cables de pretensado que forman parte de los anclajes al terreno de la Pila 1 del Viaducto 3 del Camino de las Altas Cumbres, en la Ruta Provincial Nº 34, provincia de Córdoba.

En la Figura 1 se presenta la función de relajación para la formulación del fib, Nawy y Nawy ajustado a 1.000

En la Figura 2 se presentan las dos curvas de compor-

h, observándose que la función propuesta por Nawy

tamiento de los cables pretensados sometidos a una

con un coeficiente s = 45 fue calibrada para aceros de

tensión inicial, donde se observa la pérdida de tensión

baja relajación utilizados en los EEUU, y no presenta

registrada en el tiempo, pudiendo ser asignado ese fe-

una buena correlación a edad temprana para los aceros

nómeno a la relajación “intrínseca” del acero de pre-

de pretensado de nuestro medio, resultando una pér-

tensado, ya que corresponden a un par de cables de

dida por relajación a 1.000 horas del 1.0%, mientras

pretensado sometidos a una tensión uniforme anclados

que las funciones del fib y Nawy ajustado arrojan el

en un bulbo desarrollado en el macizo rocoso, y se con-

valor de 2.5% a 1.000 horas indicado por el fabricante.

sidera que no existen otras pérdidas de tensión asocia-

A largo plazo, la función del fib brinda un valor de re-

das a fenómenos de fluencia o retracción del material

lajación a tiempo infinito de 4.17%, mientras que la

en el cual se ancla el cable, o son poco significativas y

función ajustada de la práctica americana aporta un

pueden ser despreciadas. El análisis de las citadas me-

valor de pérdida a tiempo infinito de 6.28%. Es impor-

diciones es de interés ya que se cuenta con un registro

tante destacar que la función de la práctica americana

continuo de tensiones de 559 días.

Figura 1 Comparación de función de relajación para fib, Nawy y Nawy ajustado

|32|

Figura 2 Curva de medición de fuerza en 2 cables de pretensado

La relación de la tensión inicial de tiro a la resistencia

de pretensado en el tiempo, partiendo del dato de pér-

del acero del cable 1 y 2 es de 0.58 y 0.56 respectiva-

dida de relajación a 1.000 horas.

mente, y se registró una pérdida de tensión a 1.000 horas comprendida entre 1.0 y 1.5%, la cual se corres-

Conclusiones

ponde con los datos del fabricante del cordón que in-

En función de los estudios efectuados, y el análisis de

dica una pérdida de relajación del 1.0% para una

los datos experimentales, se pueden alcanzar las si-

relación de tensión de tiro inicial a resistencia del 60%.

guientes conclusiones:

También, se puede deducir de las mediciones que la

● El resultado de los análisis de los datos experimen-

pérdida de relajación del acero a 559 días es del orden

tales muestra que la fórmula potencial propuesta en

del 3% para los cables medidos.

el código europeo del fib permite ajustar adecuadamente la función de relajación del acero de preten-

Se ha aplicado la fórmula de cálculo de relajación del

sado en el tiempo, partiendo del dato de pérdida de

Código Modelo 2010 del fib con una tasa de relajación

relajación a 1.000 horas.

a 1.000 horas de 1.5%, pudiéndose observar que la expresión potencial del fib permanece en buena corres-

● La ecuación propuesta por la práctica americana

pondencia con las mediciones realizadas.

para la evaluación de la pérdida de relajación del

Extrapolando con la fórmula del fib a tiempo infinito,

aceros de fabricación nacional, particularmente por-

para una pérdida de tensión a 1.000 horas de 1.5%, re-

que la formulación americana fue calibrada para

sulta una pérdida de relajación del 5.2%, correspon-

aceros de pretensado de baja relajación utilizados en

diente al valor que el proyectista debería considerar a

los Estados Unidos. Por lo tanto, se considera que

acero no estima correctamente la relajación de los

la hora de definir la cantidad de cordones necesarios

no es posible aplicar directamente esta formulación

para el anclaje.

para el caso de otros aceros de pretensado que presenten un comportamiento diferente en relación a la

El resultado final de los análisis de los datos experi-

pérdida de relajación a tensión constante. Una me-

mentales muestra que la fórmula del fib permite ajus-

jora de la fórmula del enfoque americano ajustada

tar adecuadamente la función de relajación del acero

para una pérdida de relajación de 2.5% para

|33|

fpi/fpy=0.7,1.000 horas y 20ºC sería considerar en la fórmula un factor s = 18 en reemplazo de 45. ● Extrapolando con la fórmula del fib a tiempo infinito, para una pérdida de tensión a 1.000 horas de 1.5%; resulta una pérdida de relajación del acero de pretensado del 5.2%. ● Es importante mencionar que en el caso típico de una pieza de hormigón pretensado donde se producen simultáneamente los fenómenos de fluencia y retracción del hormigón con la relajación del acero, es necesario aplicar un factor de corrección menor

EL FENÓMENO DE RELAJACIÓN SE DEFINE COMO LA PÉRDIDA DE TENSIÓN QUE EXPERIMENTA UN MATERIAL SOMETIDO A UNA DEFORMACIÓN CONSTANTE. EN EL ACERO DE PRETENSADO, LA RELAJACIÓN ES UNA CONSECUENCIA DE LA VISCOPLASTICIDAD DEL MATERIAL, Y LAS CAUSAS DE LA RELAJACIÓN SON LAS DISLOCACIONES Y REACOMODOS EN LA MICROESTRUCTURA CRISTALINA DEL ACERO SOLICITADO EN FORMA PERMANENTE, QUE GENERAN FLUJO PLÁSTICO EN EL TIEMPO, DISMINUYENDO LA TENSIÓN QUE APARECE COMO RESPUESTA A LA DEFORMACIÓN.

que 1.0 a la sumatoria de las pérdidas diferidas de pretensado, ya que existe una interacción entre los fenómenos de pérdida de tensión por relajación y acortamiento del cable por fluencia y retracción del hormigón. Existen numerosas formulaciones en los códigos de diseño y en la bibliografía especializada para contemplar este efecto de simultaneidad, resultando valores comprendidos entre 0.85 y 0.90, para casos convencionales de piezas de hormigón pretensado. ● Para estructuras que presenten alta sensibilidad a los efectos de fluencia del hormigón y relajación del acero, será necesario aplicar técnicas de análisis refinadas combinadas con ensayos de los materiales, que permitan definir, en forma experimental, las funciones de fluencia del hormigón y relajación del acero. ● Finalmente, también es importante destacar que resulta necesario contemplar la temperatura a la cual se encuentran sometidos los cables de pretensado, ya que en espesores de alma reducidos, expuestos al asoleamiento, los cables pueden alcanzar temperaturas muy superiores a los 20 °C, que corresponde a la temperatura de aplicación de las fórmulas de los diferentes códigos, y por ejemplo, a temperaturas comprendidas entre 50 y 60 °C, se pueden producir pérdidas por relajación del acero mayores al 20% de las estimadas para la temperatura de referencia de las fórmulas.

|34|

LA MAGNITUD DE RELAJACIÓN QUE TENDRÁ EL ACERO DE PRETENSADO DEPENDE DEL PROCEDIMIENTO DE FABRICACIÓN Y DE LA CALIDAD DEL MISMO. GENERALMENTE, A LOS ACEROS SE LES REALIZAN TRATAMIENTOS TÉRMICOS PARA DISMINUIR LAS TENSIONES INTERNAS DEL MATERIAL, DENOMINÁNDOSE ESTOS ACEROS ALIVIANADOS DE TENSIONES.

Los valores del ingeniero y el perfil del profesional de la ingeniería

Instituto de Educación en la Ingeniería (IdEI) ACADEMIA NACIONAL DE INGENIERIA (ANI)

Con la creación del Instituto de Educación en la Ingeniería (IdEI), la Academia Nacional de Ingeniería (ANI) asumió la relevancia de la educación de los ingenieros, y definió su misión como la de contribuir a la mejora de la calidad, pertinencia y actualización permanente en la educación de los profesionales, en las distintas especialidades de la ingeniería y estimular el incremento de las vocaciones tempranas por la profesión. Con ese propósito, la primera acción del IdEI fue la de generar acuerdos sobre la visión compartida respecto de los valores centrales y el perfil profesional que deberían observarse en el ejercicio de la ingeniería.

E

l desafío profesional que demanda el mundo donde vivimos, pone en evidencia la necesidad de una formación amplia del ingeniero, no solo

en sus competencias técnicas, sino también en sus comportamientos, como expresión observable de sus

valores personales. Una completa educación, no puede dejar de lado la explicitación de los valores buscados.

Cuando nos referimos a los valores, existe una cierta complacencia en su aceptación, aunque simultáneamente, se hace más difícil en acordar criterios para su evaluación, y por ende, asociarlos a los comportamientos observables en las personas. En el IdEI, adoptamos el criterio de describirlos en relación con dos caracterizaciones, la correspondiente a la virtud que se hace presente cuando ese valor se observa en forma positiva, y por el vicio que aparece cuando se transforma en una conducta negativa.

|38|

En cuanto a la definición del perfil profesional del in-

nieros, para otorgar relevancia a las competencias y

geniero, se consideró necesario diferenciarse de los

comportamientos que muestran el sentido ético de la

perfiles curriculares que establecen las unidades aca-

profesión. No constituye una prescripción, ni una

démicas, en base a los cuales se diseñan los programas

norma regulatoria, pues es nuestra convicción que

de estudio de las distintas ramas de la ingeniería. Este

solo desde la conciencia individual se hará visible en

perfil profesional propuesto desde la ANI es el del in-

nuestra profesión.

geniero en ejercicio de sus funciones, y permanece enmarcado en un comportamiento basado en valores, los

LOS VALORES PROFESIONALES DEL INGENIERO

cuales complementan y enriquecen su formación científica y técnica.

Los seres humanos expresamos, a través de nuestros comportamientos, la presencia de valores. Los mis-

El foco de actuación del IdEI, se orienta a lo que re-

mos destacan nuestras creencias profundas ante de-

quiere un ingeniero luego de graduarse, como desarro-

mandas continuas entre la supervivencia y la

llo permanente a lo largo de su vida profesional.

trascendencia. Como ingenieros ellos se observan en la toma de decisiones por el balance armónico entre

Es por ello que el perfil propuesto remite a un conjunto

los beneficios sectoriales y el bien común. Ello exige

de competencias las cuales, si bien deben ser tomadas

una formación ética para fortalecer nuestro rol en la

como referencia en la formación universitaria, se con-

sociedad.

solidan y perfeccionan en el ejercicio de la profesión.

Es en ese proceso cuando emerge la educación como

Los valores profesionales son los emergentes de la

atributo personal y diferencial de un ingeniero.

educación, del conocimiento y de la experiencia en los cuales se basan los individuos para tomar decisiones

Es nuestro deseo que este documento sirva para la re-

y modelar sus actitudes ante diferentes situaciones.

flexión y de estímulo para la superación personal en la importante misión de los ingenieros dentro de la ac-

Los valores profesionales permanecen vinculados con

tual sociedad, y una contribución a la reflexión dentro

los valores de tipo universal, moral y personal, los cua-

de las unidades académicas donde se forman los inge-

les se reflejan en los comportamientos observables

|39|

frente a cada uno de los roles asumidos como ingeniero, a lo largo de su vida.

• Seleccionar, reconocer y premiar teniendo en cuenta esos valores.

Los valores profesionales, son reconocidos y apreciados en aquellas personas quienes actúan con dignidad

• Mostrar ejemplaridad en los comportamientos de sus miembros.

y decoro frente a sus superiores, colegas y colaboradores, en cualquier campo laboral. La ANI asume con este proyecto su propósito de afianzar la reputación de

• Dictaminar y recomendar acciones alineadas con esos valores.

la ingeniería y el sentido ético de la profesión. Como parte esencial de su misión como Academia, su accio-

Luego de un proceso de análisis y reflexión interna, el

nar se orienta a:

Plenario de la Academia ha reconocido la importancia de los siguientes valores en la profesión de la ingenie-

• Difundir los valores profesionales de la ingeniería

ría en la Argentina.

en la comunidad.

Valores profesionales del ingeniero

|40|

PERFIL DEL PROFESIONAL DE LA INGENIERÍA

Es por esto que la ANI ha creído pertinente proponer

Partimos de una definición de la ingeniería como la

sional en Ingeniería, adecuado a la realidad local, pero

aplicación de la ciencia en la conversión óptima de los

consciente de las necesidades a nivel global. La ANI

recursos disponibles en forma sustentable, para bene-

considera que los ingenieros argentinos deberán pro-

ficio de la humanidad. En consecuencia, reconocemos

curar una formación continua para lograr desempe-

a la ingeniería como un instrumento poderoso de

ñar satisfactoriamente las siguientes competencias,

transformación de la realidad que nos rodea, cuyo fin

y actuar dentro de un marco de valores que lo com-

es mejorar la calidad de vida. Ante una realidad per-

plementa.

una definición del perfil al cual debe aspirar el profe-

manentemente cambiante y manteniendo al ser humano como centro de la misma, es indudable la gran

• Enfrentar problemas técnicos complejos, novedo-

responsabilidad que poseemos quienes ejercemos esta

sos y multidisciplinarios con actitud crítica, refle-

profesión.

xiva y transdisciplinaria, y resolverlos con pericia, creatividad y actitud innovadora, trabajando en

Para ello es necesario, durante el desarrollo de la pro-

equipo para sopesar adecuadamente el valor de los

fesión, incorporar y desarrollar nuevos conocimien-

elementos propios de su disciplina y el de los

tos, adquirir nuevas competencias y poseer juicio e

demás conocimientos involucrados, garantizando

imaginación para concebir soluciones originales a

de ese modo, los objetivos planificados y la inno-

problemas concretos que son cada vez más comple-

vación en sus resultados.

jos. Se requiere además optimizar la utilización de recursos y contemplar el buen desempeño de dichas

• Identificar y evaluar las mejores prácticas de la in-

soluciones, tomando decisiones que busquen mejo-

geniería a nivel global, de manera de adaptar las in-

rar y no comprometer la calidad de vida de futuras

novaciones a la realidad de nuestro país.

generaciones.

• Autogestionar su formación continua, como un Las personas son el centro de nuestra actuación, el tra-

proceso que les permita asimilar los avances en la

bajo es alrededor de ellas, para ellas y con ellas. A su

ciencia, los progresos tecnológicos, y las modifi-

vez, la sociedad necesita ingenieros que actúen como

caciones en las interacciones sociales, haciendo

integradores y como agentes de cambio.

crecer su idoneidad profesional.

|41|

• Reconocer desafíos políticos, económicos, am-

profesión a la búsqueda de soluciones consensua-

bientales y sociales del sistema en donde se desem-

das las cuales, objetivamente, convengan al pro-

peñarán profesionalmente, y evaluar los aspectos

greso y el desarrollo de nuestro país, dentro del

relevantes de dichos desafíos, en conjunto con los

marco de las leyes y la Constitución Nacional.

elementos técnicos de la ingeniería.

• Tomar decisiones desde una perspectiva ética, en-

ACADEMIA NACIONAL DE INGENIERÍA

focada al bien común, durante el período en el cual

INSTITUTO DE EDUCACIÓN

llevarán a cabo sus tareas profesionales, propen-

EN LA INGENIERÍA

diendo al desarrollo y al progreso de nuestro país y al bienestar de sus habitantes.

Director: Académico Ing. José Luis Roces.

Secretario: Académico Dr. Ing. Raúl D. Bertero.

• Considerar en la toma de decisiones presentes el

Académica Ing. Patricia L. Arnera.

impacto de su legado a las generaciones futuras,

Académico Ing. Rodolfo E. Biasca.

aportando desde la ingeniería a la obligación uni-

Dr. Ing. Aníbal E. Cofone.

versal de preservación del patrimonio natural y

Ing. Uriel R. Cukierman.

cultural de la humanidad.

Académico Ing. Luis A. de Vedia.

Académico Ing. Arístides B. Domínguez.

• Comunicar con veracidad y transparencia a los dis-

|42|

Académico Ing. Raúl S. Escalante.

tintos actores sociales, políticos y económicos las

Académico Ing. Javier Fazio.

cuestiones de su especialidad y de la ingeniería en

Académico Ing. Máximo J. Fioravanti.

su conjunto, haciendo más efectivo el aporte de la

Ing. Daniel E. Morano.

¡Podés leer los números anteriores en internet! https://issuu.com/asociaciondeingenierosestructurales

H. Yrigoyen 1144 1º Of. 2, (C1086AAT) Ciudad Autónoma de Buenos Aires Argentina Tel/Fax: (54 11) 4381-3452 / 5252-8838 E-mail: info09@aiearg.org.ar Web: www.aiearg.org.ar

|43|

Una revisión sobre las juntas de dilatación en edificios de hormigón armado Por Hugo Juan Donini (1) y Rodolfo Orler (2) (1) Ingeniero Civil e Hidráulico. Investigador y docente de la Facultad de Ingeniería Civil de la UNPSJB (Sede Trelew). Miembro Plenario de la Asociación de Ingenieros Estructurales.

(2) Ingeniero en Construcciones. Investigador y docente de la Facultad de Ingeniería Civil de la UNPSJB (Sede Trelew). Miembro Plenario de la Asociación de Ingenieros Estructurales.

Autores de los libros “Introducción al Cálculo de Hormigón Estructural” Ediciones Nobuko 3º Edición Actualizada; "Análisis de las Patologías en las Estructuras de Hormigón Armado" y “Plateas de Hormigón Armado”.

El presente artículo expone una serie de conceptos referidos a las deformaciones causadas por fenómenos de dilatación térmica en edificios de hormigón armado, señalando criterios existentes para la determinación de distancias entre juntas de dilatación y la discusión sobre su necesidad. Finalmente, se analizan y establecen conclusiones respecto de dichas temáticas.

DEFORMACIONES POR TEMPERATURA El hormigón sufre variaciones de volumen debidas a cambios de temperatura. Ello origina fenómenos que deben ser estudiados, tanto para condiciones de servicio como últimas. El valor del coeficiente de dilatación lineal, a los fines del cálculo estructural, se lo suele adoptar

=1.10-5 1/ºC, valor que coincide con

el del acero para el rango usual de temperaturas. Cabe mencionar que el coeficiente de dilatación térmica del hormigón depende del tipo de agregado utilizado en la mezcla, no obstante, se acepta a los fines prácticos y para el rango de temperaturas entre -15 ºC y 60 ºC el valor medio antes indicado.

JUNTAS DE DILATACIÓN EN EDIFICIOS El hecho que hoy se empleen coeficientes de seguridad más ajustados, que las estructuras sean consecuentemente menos rígidas y existan procedimientos más precisos y racionales para su cálculo, hacen que los métodos, así como las prescripciones reglamentarias respecto de las distancias a las cuales hay que colocar las juntas de dilatación, deban discutirse. Las distancias entre juntas de dilatación han sido y son un tema de amplia variabilidad en el transcurso del tiempo, y según las normativas o investigaciones consultadas.

|44|

Las primeras referencias se remontan a Lewerenz

Adicionalmente, las siguientes referencias bibliográ-

(1907), especificando juntas de dilatación cada 23 m

ficas recogen lineamientos y aspectos relevantes sobre

para muros, similar a la distancia prescripta hoy en día

la temática:

por el Eurocódigo 2 (2010), el cual señala que colocando juntas a una distancia recomendada de 30 m no hace falta considerar los efectos de la temperatura. Ca-

• Calavera Ruiz y González Valle. 1994. Juntas en las construcciones de concreto.

lavera (2005) indica que, durante muchos años, se ha estimado que en edificios la distancia entre juntas de dilatación de las estructuras no debía sobrepasar los

• Jiménez Montoya, García Meseguer, Morán y Arroyo. 2010. Hormigón Armado.

30 m, y que, en muchos casos, es fácil llegar al doble e incluso al triple de esa distancia. No obstante, varias

• Martin y Acosta. 1970. Effect of Thermal

normativas continúan señalando lo contrario.

Variations and Shrinkage on One Story

Para CIRIA (1995) las juntas deben distanciarse entre

Reinforced Concrete Buildings.

20 m y 40 m para edificios expuestos a ambientes bajo marcada variabilidad de las temperaturas, tanto diarias

• Meli Piralla. 1994. Diseño Estructural.

como estacionales. El código de edificación francés (Association Française de Normalisation, 1986) ma-

• National Academy of Sciences. 1974. Technical

nifestaba separaciones de las juntas de 25 m para cli-

Report No. 65. Expansion Joints in Buildings.

mas secos y cálidos y 40 m para climas más frescos.

Los criterios son muy disímiles, observando extremos

• Tejada Espuelas y Tesoro. Revista Hormigón y

que van desde los 9 m (Hunter, 1953) hasta 60 m

Acero 270. 2013. Estudio sobre las juntas de

(PCA, 1982 y ACI 224, 1995). Existen variadas refe-

dilatación y fisuración en los forjados de

rencias y normativas referidas a juntas de dilatación,

hormigón armado.

listadas, pero no limitadas a: Debe destacarse que, a los efectos del análisis estruc• ACI 224.3R-13. 1995. Joints in Concrete Construction.

tural, las diferencias de temperatura

a utilizar no

son, en general, las mismas que las del medioambiente. Esto se debe a que el hormigón transmite en

• ACI 350.4R-04. 2004. Design Considerations for

forma paulatina dicha variación, por lo que requiere

Environmental Engineering Concrete Structures.

de cierto tiempo para que se uniforme la temperatura interior. Por ello, las variaciones de temperatura extre-

• ACI 504R-90. 1990. Guide to Sealing Joints in Concrete Structures.

mas diarias no inciden en el interior del elemento. Los efectos más importantes por la temperatura pueden estar vinculados con la función del elemento estructu-

• CIRIA Report 196. 1995. Design and

ral, tal como chimeneas que expulsan gases calientes

Construction of Joints in Concrete.

o depósitos elevados, entre otros. En tales situaciones, deberá recabarse información específica para el di-

• Eurocódigo 2. 2004. Design of concrete structures.

seño. En edificios, la disposición de las juntas de movimiento debe considerar los cambios de perfil o sección, tomando en cuenta la diferencia de áreas y la

• Portland Cement Association (PCA). 1982.

Building Movements and Joints.

susceptibilidad a fisuras ocasionadas por cambios de temperatura (Figura 1).

|45|

Figura 1 Emplazamiento de juntas en edificios con cambios de perfil o sección (adaptado de CIRIA, 1995)

Para la determinación del espesor de las juntas, debe-

pecto, existe dispersión en los límites que plantean las

ría considerarse el máximo aumento de temperatura

normativas y códigos, por un lado, y los investigado-

esperado. Los valores suelen variar entre 25 a 150 mm

res, por otro. El Art. 9.3.5.5 del código ACI 530-13

o más, con un valor típico de 50 mm (ACI 122R-14,

(2013), el Art. 12.12 del ASCE 7-10 (2010) y el Art.

2014). Es posible emplear espesores mayores para dar

9.1.5.5.4 del CIRSOC 501-07 (2007) plantean un lí-

lugar a un mayor diferencial de longitud generado por

mite de 0,007.h a mitad de la altura del muro, lo que

cargas sísmicas o asentamientos. Las juntas deben

resulta en una deformación

atravesar toda la estructura por encima del nivel de la

total. El Art. 4.3.3.2 del Código Técnico de Edifica-

fundación, lo cual representa su principal dificultad, y

ción (CTE) de 2006 indica un máximo

pueden ser cubiertas, vacías o llenas. El llenado de las

Martin y Acosta señalan un valor

juntas es necesario para lograr resistencias al fuego.

que Meli empleando el Reglamento de Construcción

h/285 para la altura = h/250.

= h/180; mientras

del Distrito Federal de Méjico (RCDF) especifica que En los casos cotidianos, las vigas, y por ende las losas,

debe considerarse una deflexión horizontal entre dos

estarán vinculadas en sus extremos a columnas las

niveles sucesivos de una estructura igual a 1/250 de la

cuales restringirán sólo parcialmente, tanto las defor-

altura de un entrepiso, para estructuras que no tengan

maciones longitudinales como el giro debido al gra-

ligados elementos no estructurales que pueden da-

diente de temperatura, por lo que las solicitaciones

ñarse con pequeñas deformaciones, e igual a 1/500 de

inducidas serán menores en realidad. Asimismo, dado

la altura del entrepiso para otros casos. Este último

que los saltos térmicos se corresponden, por lo gene-

valor coincide con el especificado por el Art. 13.3 de

ral, con variaciones estacionales de la temperatura, los

la norma brasilera NBR 6118-14 (2014) para defor-

mismos se producen en un período de tiempo relati-

maciones ocasionadas por temperatura.

vamente importante. Es así que el efecto de la fluencia lenta y la fisuración local, reducen las fuerzas internas a lo largo del tiempo. Dada la multiplicidad de varia-

OBJECIONES A LA COLOCACIÓN DE JUNTAS DE DILATACIÓN

bles intervinientes y la complejidad del análisis, se suele recurrir a procedimientos simplificados que sólo

No obstante lo indicado en los párrafos precedentes,

pueden brindar una idea de magnitud del fenómeno.

es necesario, en la medida de lo posible, procurar evi-

LÍMITE DE DEFORMACIONES EN MUROS Y TABIQUES

dificultades constructivas y en servicio que presentan

Uno de los planteos por los cuales se sostiene la colo-

la colocación inadecuada que puede conducir a fallas

cación de juntas de dilatación en los edificios, se basa

o desplazamientos, la cobertura con productos que no

en los límites de deformación de muros y tabiques pre-

permiten la deformación, y por ende, favorecen la apa-

sentes en estructuras de hormigón armado. Al res-

rición de fisuras, el exceso de sobrecarga responsable

tar la colocación de juntas de dilatación debido a las frente a la acción del ambiente. Entre las objeciones a las que se pueden hacer referencia, es factible incluir

|46|

de causar diferencias entre las caras de la junta y oca-

e incrementadas, aproximadamente, en un 20%.

sionar fallas y fisuras, la falta de mantenimiento, pro-

Este valor surge de suponer un 70% del total de las

blemas estéticos y filtraciones. Estos inconvenientes

cargas al peso propio, y un 30% a las sobrecargas

hacen que se desarrollen alternativas en cuanto a la

[(1,50.0,70+1,8.0,3)/(1,2.0,7+1,6.0,3) ! 1,2].

modelación, proyecto y cálculo respecto de los métodos tradicionales empleados por los profesionales in-

Por otro lado, la National Academy of Sciences (1974)

tervinientes, procurando extender las distancias entre

estableció un criterio para obtener la distancia de las

juntas, o bien, logrando su eliminación. Ello requiere

juntas de dilatación basándose en dos aspectos:

la tarea mancomunada de los proyectistas con aquellos profesionales involucrados en la construcción, de

• La longitud máxima permitida entre las juntas

forma que el estructuralista especifique cómo ejecutar

disminuye a medida que la máxima diferencia

la obra y colabore con el constructor de la misma.

entre la temperatura media anual y la

CÁLCULO DE LA DISTANCIA ENTRE JUNTAS DE DILATACIÓN POR MÉTODOS APROXIMADOS

temperatura máxima/mínima se incrementa.

• Se puede aumentar la distancia entre las juntas para estructuras climatizadas. En estos casos, la

Entre los métodos aproximados, es factible mencionar

severidad en los cambios de temperatura exterior

al de Martin y Acosta (1970), quienes presentaron un

se reduce a través del control de la temperatura.

procedimiento para calcular la distancia máxima entre juntas de dilatación para pórticos de un solo nivel con

Los límites de 60 y 200 m indicados por la citada re-

vanos prácticamente iguales. El mismo asume que

ferencia fueron por consenso, pero tienen sustento ex-

con una distancia adecuada entre juntas, los factores

perimental o teórico. A partir de lo mencionado, y en

de mayoración para cargas gravitatorias proporciona-

base a los datos medidos, la National Academy of

rán un margen de seguridad adecuado para los efectos

Sciences publicó la manera de calcular las distancias

de cambios de temperatura.

entre juntas de dilatación en función de los cambios de las temperaturas de diseño (Figura 2).

La expresión fue desarrollada des-

Figura 2 Criterio para juntas de dilatación (adaptado del National Academy of Sciences, 1974)

pués de estudiar estructuras diseñadas con la edición del ACI 318 de 1963, en la que los coeficientes de mayoración resultaban superiores a los actuales (1,5.D+1,8.L), por lo que bajo dichas condiciones las secciones de las piezas resultaban más robustas y de mayor momento de inercia.

Por ende, y a modo de sugerencia de los autores, para los valores actuales de los coeficientes de mayoración, las distancias entre juntas de dilatación

deberían

ser

ajustadas

|47|

Figura 3 Criterio para la distancia de juntas de dilatación (adaptado del National Academy of Sciences, 1974)

El Standing Committee on Structural Engineering

• Si el edificio tendrá una rigidez sustancialmente

(SCSE) desarrolló la Figura 3, donde se establecen

mayor al desplazamiento lateral en uno de los

máximos para la distancia de separación de las juntas

extremos de la estructura, es necesario disminuir

de dilatación para pórticos con columnas articuladas

la distancia entre juntas en un 25%.

en su base e interiores calefaccionados. Para otras posibles condiciones, deben aplicarse las siguientes mo-

Cuando se genere más de una de las condiciones

dificaciones a los espaciamientos obtenidos de la

indicadas, el factor de modificación total es la suma

Figura 3:

algebraica de los factores de ajuste individuales correspondientes.

• Si el edificio va a ser calefaccionado, pero no con aire acondicionado y cuenta con

MODELACIÓN MEDIANTE ELEMENTOS FINITOS

articulaciones en las bases de las columnas, emplear la longitud especificada.

Si bien la modelación mediante elementos finitos (MEF) es un tema amplio y con numerosas variables

• Si el edificio será calefaccionado y

a tener en cuenta, es posible esbozar algunos aspectos

acondicionado, es necesario aumentar la longitud

relevantes. Para evaluar la distancia entre juntas de di-

especificada en un 15%.

latación, es necesario considerar el sistema de sustentación de las columnas (empotrados, simplemente

• Si el edificio no es calefaccionado, se debe disminuir la distancia en un 33%.

apoyados o con bases modeladas como placas de espesor uniforme sobre lechos elásticos). Otro aspecto a evaluar es el de los momentos de inercia de las piezas

• Si el edificio tiene las bases de las columnas

en condiciones de servicio y últimas. Para ello pueden

empotradas, la longitud se debe disminuir en un

emplearse las especificaciones del Reglamento CIR-

15%.

SOC 201-05 (2005) en el capítulo 10 y sus comentarios. Losas de espesores ajustados dan como resultado

|48|

estructuras más flexibles, y por ende, mayores distan-

caso la posición y posibles asimetrías en planta de la

cias entre juntas de dilatación. La expresión clásica

estructura y los consecuentes desplazamientos de los

para el cálculo de las deformaciones por

centros térmicos.

temperatura arroja resultados conservadores comparativamente con los MEF’s, aunque permite tener un

Otro fenómeno que altera el estudio de las distancias

primer grado de aproximación al problema. Adicio-

entre juntas de dilatación y su necesidad, es el de la

nalmente, resulta dudable el razonamiento de adoptar

inercia térmica de los edificios. Los edificios de poca

igual salto térmico para la estructura de pórticos ex-

altura se ven influenciados, generalmente, por los efec-

puestos que para el de las losas al encontrarse éstas en

tos térmicos de su envolvente, la temperatura ambiente

ambientes internos y climatizados, más aún en edifi-

y la construcción de muros, mientras que los de altura

cios con dimensiones importantes, donde las zonas in-

están afectados por la iluminación, su ganancia de

ternas aún de los pórticos que no están en el perímetro

calor interno, equipos, número de ocupantes, despla-

experimentarán deformaciones diferenciales con res-

zando la inercia térmica hacia el interior. También se

pecto a los de frente o contrafrente.

generan retrasos en los máximos de temperatura registrados respecto del ambiente, particularmente, si el uso

Bajo este supuesto, para cada proyecto en particular y

del edificio es comercial y no residencial. Al respecto,

su zona de emplazamiento, resultaría necesario estu-

es conveniente referirse al ACI 122R-14 (2014).

diar un mayor salto térmico para los pórticos perimetrales y uno menor para las losas interiores, y

Por razones de extensión del presente artículo, y a los

eventualmente, los pórticos internos.

efectos de comparar los resultados arrojados por los métodos aproximados, los modelos de elementos fi-

De esa manera, adquiriría relevancia el análisis de las

nitos y otras variables, se sugiere la lectura del trabajo

deformaciones diferenciales de la estructura y sus

"Una revisión sobre las juntas de dilatación en edifi-

efectos sobre los cerramientos y las aberturas. Al res-

cios de hormigón armado" publicado por los autores

pecto, los valores límites de deformación que se adop-

para las 26° Jornadas de Ingeniería Estructural.

ten para los muros y tabiquerías constituyen un factor de marcada variabilidad en los resultados. Por todos

También es interesante la visualización del Seminario

estos aspectos, es necesario aclarar que el presente ar-

de "Juntas de Dilatación" de la Asociación de Ingenie-

tículo sólo representa un reducido aporte y una apro-

ros Estructurales desarrollada por el Ing. Juan Carlos

ximación a un problema que resulta complejo y

Portero Arroyo con una mesa redonda integrada por

específico para cada caso.

el Ing. Raúl Husni, Ing. Gastón Fornasier, Ing. Hugo Donini, Ing. Alberto Fechino, Arq. Rodrigo Muro de

Existe la influencia de otras variables como la orientación del edificio, su altura, configuración en planta y altura, el grado y tipo de ocupación, distribución de

Nadal y moderada por el Ing. Horacio Pieroni.

CONCLUSIONES

aberturas, particularmente, de las ventanas, galerías, entre otras, o la adición de otros fenómenos que defor-

• La mayoría de los métodos empíricos y semi-

man al hormigón, entre los cuales se pueden mencio-

empíricos para aproximar las distancias entre

nar los reológicos.

juntas de dilatación, se encuentran basados en cálculos y observaciones de edificios de mayor

A lo expuesto anteriormente, debe sumarse el estudio

rigidez a los actuales, deducidos a partir de

del punto fijo térmico de los modelos y los métodos de

coeficientes de seguridad superiores a los de las

cálculo analizados, debiendo estudiarse para cada

normativas vigentes.

|49|

• Los métodos para el cálculo de las distancias entre juntas de dilatación no contemplan, entre

• Los MEF's permiten contar con una herramienta de modelación potente a la que es necesario

otros aspectos, las propiedades del hormigón, las

calibrar de acuerdo a las condiciones del edificio,

condiciones de sustentación de las columnas

los saltos térmicos que puede experimentar,

(empotradas, simplemente apoyadas o elásticas),

considerando la etapa constructiva y de servicio,

la distancia entre las mismas, la forma, la

en base a coeficientes, factores del hormigón y el

longitud total y configuración del edificio, así

terreno suficientemente estudiados.

como tampoco los espesores de las losas, falta de linealidad en el comportamiento del hormigón o

• Es necesario remarcar las dificultades que se

la variabilidad del coeficiente de dilatación del

presentan con la ejecución de juntas de

mismo. De igual manera, no se consideran

dilatación, tanto en la etapa constructiva, como

contenidos de humedad ambiente, tipo y rigidez

en la de servicio de la estructura, frente a la falta

de los cerramientos, posición y disposición de

de mantenimiento y al potencial ingreso del agua

núcleos rígidos, asimismo, la climatización del

por las mismas.

edificio puede no ponerse en funcionamiento hasta un tiempo después de su cerramiento y ello afectar la longitud máxima tolerable. Por todo

• El presente artículo sólo representa una aproximación a un problema complejo, el cual

esto, es recomendable emplear valores

depende de cada estructura en particular, la zona

conservadores, más aún en lugares con elevadas

en la que se emplaza y de la experiencia del

amplitudes de temperatura.

calculista, así como de tareas mancomunadas entre los profesionales intervinientes en el

• Existe una amplia variedad de criterios y valores límites de deformaciones en muros y tabiques, tanto en investigaciones como en normativas, lo

proyecto y las tareas constructivas de la obra.

Referencias bibliográficas

cual dificulta precisar las distancias máximas entre juntas de dilatación.

• ACI 122R-14. 2014. Guide to Thermal Properties of Concrete and Masonry Systems.

• Resulta dudable el razonamiento de adoptar igual salto térmico para la estructura de pórticos expuestos que para el de las losas al encontrarse

• ACI 224.3R-95. 1995. Joints in Concrete Construction. ACI Committee 224.

• ACI 224R-01. 2001. Traducción CIRSOC.

éstas en ambientes internos y climatizados, más

Control de la Fisuración en Estructuras de

aún en edificios con anchos importantes, donde

Hormigón.

las zonas internas aún de los pórticos que no están en el perímetro experimentarán deformaciones diferenciales con respecto a los de frente o contrafrente.

• ACI 318-63. 1963. Building Code Requirements for Structural Concrete.

• ACI 530-13. 2013. Building Code Requirements and Specification for Masonry Structures.

• American Concrete Institute. 1940. Report of

• Existe una amplia diferencia en los métodos aproximados expuestos, siendo el más conservador para la determinación de distancias

|50|

Joint Committee on Standard Specifications for Concrete and Reinforced Concrete.

• American Society of Civil Engineers. 2010.

entre juntas de dilatación el propuesto por Martin

Minimum Design Loads for Buildings and Other

y Acosta.

Structures. ASCE 7-10.

• Associacao Brasileira de Normas Técnicas.

• Hunter, L. E., 1953. Construction and Expansion

2014. ABNT NBR 6118-14. Projeto de

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Estructuras de Concreto.

Works Review, V. 48, No. 560, Feb. 1953, pp.

• Association Française de Normalisation. 1986.

Technical Rules for the Design and Calculation

157-158, and V. 48, No. 561, Mar., pp. 263-265.

• Martin, I., and Acosta, J. 1970. Effect of Thermal

of Reinforced Concrete Structures and Bulings

Variations and Shrinkage on One Story

using the Limt States Method. AFNOR Bulletin

Reinforced Concrete Buildings. Designing for

No. 62.

the Effects of Creep, Shrinkage, and Temperature

• Calavera Ruiz J. 2005. Patología de Estructuras de Hormigón Armado y Pretensado. INTEMAC. 2º Edición.

• CIRIA Report 146. 1995. Design and Construction of Joints in Concrete Structures. M. N. Bussell and R. Carter. Construction Industry Research and Information Association. London.

• CIRSOC 201-05. 2005. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón. INTI-CIRSOC. • CIRSOC 501-07. 2007. Reglamento Argentino de Estructuras de Mampostería.

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• Ministerio de Vivienda. 2006. Código Técnico de Edificación.

• National Academy of Sciences. 1974. Expansion Joints in Buildings. Technical Report No. 65, Washington, DC, 43 pp.

• Portland Cement Association, 1982. Building Movements and Joints. Skokie, IL, 64 pp.

|51|

Diseño sísmico de edificios de 6 a 14 pisos con pórticos o tabiques según ACI 318 (2019) Comparación de costos de construcción y daños esperados en la vida útil Maestría en Ingeniería Estructural 1 UTN – Regionales Avellaneda / Buenos Aires / General Pacheco r.bertero@gmail.com

El presente trabajo resume el diseño de estructuras sismorresistentes de pórticos o tabiques para un edificio con planta tipo y altura variable entre 6 a 14 pisos, cumpliendo todos los requerimientos del ACI 318-2019 en una zona de alta sismicidad correspondiente a un espectro de diseño con una probabilidad del 10% de ser superado en 50 años. Se comparan las dimensiones, las armaduras, el detallado de los elementos principales, la sobrerresistencia y el costo de construcción obtenidos en función del número de pisos y la tipología de la estructura resistente. Posteriormente, para un espectro de diseño con una probabilidad del 50% de ser superado en 50 años, se compara la respuesta para el esfuerzo de corte basal, ductilidad global, distorsiones de entrepiso y aceleraciones en los distintos niveles. A partir de dicha respuesta, se estima la probabilidad de daño a los elementos estructurales, no estructurales y contenidos. Se comparan los costos derivados de los daños, así como la capacidad de las instalaciones para permanecer en servicio luego del movimiento sísmico (resiliencia). En función de los resultados obtenidos, se presentan recomendaciones sobre la tipología estructural más adecuada desde el punto de vista de su costo global.

INTRODUCCIÓN Para preparar este trabajo se ha tenido especialmente en cuenta que la eficacia de un diseño sismorresistente debe incluir, no sólo el costo de la construcción inicial, si no también, los costos de los daños que podrían ocurrir ante sismos menores durante la vida útil de la estructura. Reconociendo que no existen una gran cantidad de análisis de este tipo, se ha considerado que resulta de gran utilidad, a la hora de proyectar una estructura sismorresistente, contar con ejemplos de aplicación los cuales consideren similares condiciones de contorno y que analicen la influencia de la altura del edificio y su tipología estructural. Esto resulta útil

|52|

Figura 1 Planta tipo de la estructura

tanto para estimar la geometría de los elementos resistentes y el diseño de las secciones estructurales, como también, las distorsiones y aceleraciones a las que se

1. DISEÑO DE PORTICOS 1.1 Descripción del procedimiento de diseño

verá sometida la edificación ante la ocurrencia de los

Los elementos estructurales sismorresistentes (tanto

terremotos esperados en el sitio, estando estos últimos

pórticos como tabiques), fueron diseñados para un

parámetros (distorsiones y aceleraciones) relaciona-

sismo con un periodo de recurrencia Tr = 475 años, lo

dos directamente con los daños materiales y sus costos

que corresponde a una probabilidad de ocurrencia del

de reparación.

10% en 50 años. Esto permite que el presente análisis

Se aborda, a continuación, de forma sistemática, el es-

IV proporcionado por nuestra normativa nacional (IN-

tudio de estructuras sismorresistentes materializadas

PRES-CIRSOC 103). Teniendo en cuenta los paráme-

por pórticos y tabiques de hormigón armado para di-

tros seleccionados, la pseudo velocidad de diseño

ferente número de pisos (6, 8, 10, 12 y 14), cum-

aplicada para el dimensionamiento fue de 100 cm/s.

sea comparable con el sismo de diseño para la Zona

pliendo todos los requerimientos del reglamento ACI

Para llevar adelante el diseño de los pórticos se partió

318-2019. La planta tipo utilizada para el presente

de un dimensionamiento preliminar por rigidez, al

análisis se muestra en la Figura 1.

cual se le impuso como condición que la máxima distorsión del entrepiso no sea mayor al 2%. De esta

En la dirección del eje Y el sistema resistente a las ac-

forma, teniendo en cuenta la sección mínima de las co-

ciones horizontales consiste de dos pórticos de tres

lumnas para soportar las cargas gravitatorias, se obtu-

vanos, mientras que en la dirección X de dos tabiques

vieron las dimensiones de columnas y vigas.

de ocho metros de longitud, en ambos casos ubicados en los lados de la planta de tal modo de minimizar los

Posteriormente, se determinó la armadura longitudi-

efectos torsionales.

nal de vigas por condición de resistencia para las fuer-

1. Estudiantes: Alfaro, Matías; Bailón, Agustín; Barthalot, Constanza; Burgueño, Emilio; Cepeda Ordoqui, Valentín; Cozza, Alejandro; Crestán, Florencia, Dias Molina, Juan Carlos; Escudero, Ángel; Folghera, Gustavo; González Mercado, Francisco; Haucke, Joaquín; Jaramillo, Emilio; Marquez, Daniel; Medina, María Teresita; Nuñez, Mariano; Romano Senilliani, Christian; Rosito, Darío; Santillán, Carlos; Scotillo, Florencia; Spinozzi, Aixa; Tovar Muñoz, Iván; Villaruel, Lourdes; Zimmerman, Gustavo.

|53|

zas elásticas reducidas, donde se consideró el coefi-

Una vez diseñados todos los elementos de acuerdo

ciente de reducción correspondiente al de un pórtico

con los requisitos reglamentarios, se determinó me-

de ductilidad completa (R = 7). La armadura transver-

diante cálculo plástico, la sobrerresistencia, es decir,

sal de las vigas fue diseñada para los esfuerzos de corte

la relación entre el esfuerzo de corte en la base en

propios del mecanismo de colapso.

fluencia (considerando los valores medios de la tensión de fluencia del acero y la sección de armadura

En el caso de las columnas, tanto su armadura longi-

efectivamente colocada) y el corte en la base de di-

tudinal como transversal, también fue determinada

seño, obteniéndose los resultados mostrados en la

para los esfuerzos derivados del mecanismo de co-

Tabla 3.

lapso. La armadura transversal obtenida para satisfacer los esfuerzos de corte fue comparada con la

Se concluye que, en el caso de pórticos, es esperable

necesaria para asegurar un adecuado confinamiento

una sobrerresistencia del orden de 2.

de la sección. En este caso, el confinamiento surge de

!"#$%&"&'&(')%*+*'

,+-.(..(*%*$(#/%"'.("0'

1'

2345'

6'

2347'

tación plástica mayor a 0.03%. De todas estas

28'

2341'

condiciones, se adoptó la que conduce a la mayor sec-

29'

9389'

ción de armadura transversal.

27'

9389'

la necesidad de suplementar la pérdida de resistencia axial por rotura del recubrimiento, de asegurar una determinada deformación última del hormigón y una ro-

Tabla 3 Sobrerresistencia del sistema según la cantidad de pisos del edificio

Finalmente, se verificó la tensión tangencial y el deslizamiento de la armadura en los nudos.

1.2 Comparación del diseño resultante según la altura del edificio

2. DISEÑO DE TABIQUES En las Tablas 1 y 2 se muestran los resultados obteni-

Tabla 1 Dimensiones, volumen de hormigón, peso de acero y costos de construcción en pórticos según cantidad de pisos del edificio.

|54|

dos para edificios de 6, 8, 10, 12 y 14 pisos de los si-

2.1 Descripción del procedimiento de diseño

guientes parámetros: De la misma forma que para el diseño de los pórticos, • Encofrado.

para los tabiques se partió de un dimensionamiento

• Armadura.

preliminar por rigidez al cual se le impuso, como

• Sobrerresistencia.

condición, que la máxima distorsión del entrepiso

• Costo de construcción.

para el sismo de diseño no sea mayor al 2% en nin-

• Detallado de columnas y vigas del primer piso.

gún piso.

Tabla 2 Resumen del diseño de las columnas y vigas de los pórticos sismorresistentes según la cantidad de pisos del edificio

De esta forma, teniendo en cuenta el espesor mínimo

El paso siguiente implica verificar la capacidad de dis-

para evitar el pandeo lateral, se obtuvieron las dimen-

torsión media del tabique, teniendo en cuenta como

siones de los tabiques. Seguidamente, luego de trans-

esa capacidad es modificada por el nivel de las tensio-

formar el modelo continuo del tabique en uno discreto

nes de corte en el tabique.

y de construir la matriz rigidez, se determinaron las solicitaciones de diseño a partir de las fuerzas elásticas

Esto en algunos casos lleva a aumentar el espesor del

reducidas (factor de reducción R = 5).

tabique determinado inicialmente por rigidez.

|55|

Figura 2 Detalle del elemento de borde de un tabique según ACI 318 (2019) A los efectos de la disposición de armadura en el tabi-

se encuentre dada en la base, para de esta forma, ase-

que, la sección transversal se divide en los elementos

gurar la formación de una rótula plástica donde se dis-

de borde (con las dimensiones mostradas en la Figura

pone armadura de confinamiento.

2) y el alma.

La armadura de alma se diseña con la cuantía mínima

2.2 Comparación del diseño resultante según la altura del edificio

reglamentaria ( =0.0025). A partir de la carga vertical, la armadura de alma, la calidad del hormigón y la

En las Tablas 4 y 5 se muestran los resultados obteni-

longitud del tabique L, es posible determinar la pro-

dos para los edificios de 6, 8, 10, 12 y 14 pisos de los

fundidad del eje neutro en estado último, c. Según sea

siguientes parámetros:

la profundidad del eje neutro en relación con la curvatura máxima esperada en la respuesta sísmica, se de-

• Encofrado

termina la necesidad o no de un confinamiento del

• Armadura

elemento de borde.

• Sobrerresistencia • Costo de construcción

Luego se procede al diseño de la armadura longitudinal en los elementos de borde y se verifica el tabique

• Detallado de elementos de borde en la parte inferior del tabique

a los esfuerzos de corte considerando la amplificación dinámica esperada durante la respuesta. A continua-

Para este caso de tabiques, se consideran también en

ción, se determina la armadura de alma horizontal te-

el cómputo de materiales y mano de obra los vanos

niendo en cuenta el corte que toma el hormigón, el

adyacentes de columnas y vigas para cargas gravita-

cual, a su vez, depende de la esbeltez del tabique.

torias.

Por último, y posteriormente a verificar el corte por

Una vez diseñados todos los elementos de acuerdo

fricción en la base, se determina la armadura de con-

con los requisitos reglamentarios, se determinó me-

finamiento necesaria en los elementos de borde. Esta,

diante cálculo plástico la sobrerresistencia, es decir, la

al igual que en pórticos, surge de suplementar la pér-

relación entre el esfuerzo de corte en la base en fluen-

dida de resistencia axial por rotura del recubrimiento

cia (considerando los valores medios de la tensión de

y de asegurar una determinada deformación última del

fluencia del acero y la sección de armadura efectiva-

hormigón.

mente colocada) y el corte en la base de diseño, obteniéndose los resultados presentados en la Tabla 6. Se

|56|

Debido a que el momento flector es máximo en la base

concluye que, en el caso de tabiques, es esperable una

del tabique y disminuye hacia los pisos superiores, se

sobrerresistencia del orden de 1.4. Un valor menor que

distribuye en altura la armadura vertical y la armadura

en pórticos es esperable al no existir, en este caso, una

de confinamiento. Se debe cumplir que la menor rela-

sucesión de rótulas plásticas parciales hasta alcanzar

ción entre el momento probable y el momento último

el mecanismo de fluencia final.

Cantidad de pisos

Espesor de tabique (cm)

Volumen de hormigón (m3)

Peso de barras (ton)

Cuantía (ton/m3)

Costo (materiales + mano de obra) USD

Costo por piso (USD)

6

30

154

17,9

0,116

126.000

21.000

8

30

213

26,5

0,124

184.000

23.000

10

32

299

37,4

0,125

264.000

26.400

12

32

392

47,0

0,120

340.000

28.300

14

36

505

56,3

0,112

417.000

29.800

Tabla 4 Espesores, volumen de hormigón, peso del acero y costos de construcción en tabiques, según cantidad de pisos del edificio

Cantidad de pisos

Tabla 5 Resumen del diseño de los tabiques, según la cantidad de pisos del edificio Armadura long. en elem. borde

Estribos en elem. de borde

6

12 db 32

db 12c/20cm

8

22 db 25

db12 c/ 20cm

10

22 db 25

db12 c/ 12cm

12

20 db 25

db12 c/ 12cm

14

20 db 25

db12 c/ 12cm

Elemento de borde del tabique

!"#$%&"&'&(')%*+*'

,+-.(..(*%*$(#/%"'.("0'

1'

2342'

5'

2367'

28'

2369'

2:'

236;'

24'

2361'

Tabla 6 Sobrerresistencia del sistema, según la cantidad de pisos del edificio

|57|

3. COMPARACIÓN ENTRE PÓRTICOS Y TABIQUES

el armado y el encofrado), tiende a ser del orden de la mitad respecto del de los pórticos sismorresistentes

3.1 Comparación del criterio de diseño determinante para las dimensiones de los elementos

para el mismo edificio.

Los costos de construcción de los tabiques tienden a aumentar linealmente con el número de pisos ya que,

Como se observa en la Tabla 7, para pórticos de 6 a 8

como vimos, el espesor se mantiene aproximada-

pisos, el criterio determinante para las dimensiones de

mente constante, puesto que, a mayor altura, si bien

las vigas y columnas fueron las tensiones tangenciales

aumenta la masa, el mayor período de la estructura

máximas en los nudos. A partir de los 10 pisos, el di-

hace que las aceleraciones disminuyan y, por lo

seño de las dimensiones de los elementos estructurales

tanto, la fuerza de diseño y el esfuerzo de corte se

es controlado por la rigidez necesaria para no superar

mantienen aproximadamente constantes. En el caso

el 2% de distorsión máxima. En el caso de tabiques de

de los pórticos este efecto se ve atenuando al reque-

6 pisos, el espesor es controlado por las tensiones de

rirse mayores dimensiones para controlar la rigidez

corte. Entre los 8 y los 10 pisos, por la capacidad de

de la estructura y soportar las cargas gravitatorias en

distorsión afectada por los ciclos de carga y descarga

las columnas.

con tensiones tangenciales elevadas. A partir de los 12 pisos, el espesor es controlado por la condición inicial de rigidez. Es interesante destacar que, para ambas tipologías, a partir de una cierta altura, no son las fuer-

3.3 Comparación del Corte en la Base y la Ductilidad Global para un sismo con un período de recurrencia de 72 años

zas sino los desplazamientos quienes controlan las dimensiones de los elementos estructurales.

Tomando como referencia las fallas en las proximidades de la ciudad de San Juan, se llevó a cabo un

3.2 Comparación de los costos de construcción

análisis probabilístico para determinar el espectro de diseño de 10% de probabilidad de ocurrencia en 50 años (475 años de recurrencia) y de 50% de pro-

En la Figura 3 se muestran los costos de construcción,

babilidad de ocurrencia en 50 años (72 años de re-

tanto para pórticos como para tabiques. A partir de los

currencia). Con el primero se obtiene un espectro de

datos de las Tablas 1 y 4 se puede deducir que la mar-

diseño muy parecido al del INPRES-CIRSOC 103

cada diferencia en el costo está dada principalmente

y fue utilizado para el diseño en este trabajo.

por la menor cuantía de acero requerida por los tabi-

Tabla 7 Condiciones determinantes de las dimensiones de los elementos resistentes

!

|58|

ques, ya que el volumen de hormigón tiende a ser del

Con el sismo de 72 años se ejecutó un análisis elástico

mismo orden. En términos generales, los costos de

lineal para determinar el comportamiento esperado

construcción de los tabiques sismorresistentes (con

ante un sismo con un 50% de probabilidad de ocurren-

menores requerimientos de mano de obra al facilitarse

cia en la vida útil del edificio.

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Figura 3 Comparación de costos de construcción de pórticos y tabiques

En la Tabla 8 se muestra el corte elástico en la base y

modo resultante del diseño tiende a parecerse a la de

la ductilidad global alcanzada en dicho análisis. En el

los pórticos.

caso de los pórticos, el corte en la base se mantiene aproximadamente constante con el número de pisos,

En ambos casos, la ductilidad global oscila entre 1.3

mientras que disminuye significativamente en el caso

y 1.5, indicando bajos niveles de daño estructural y la

de tabiques.

razonabilidad del análisis en régimen elástico lineal para un sismo con 50% de probabilidad de ocurrencia

Esto es consecuencia del menor período del primer

en la vida útil.

modo de vibración resultante del espesor requerido

Tabla 8 Corte basal elástico y ductilidad global calculada para un sismo con un período de recurrencia de 72 años

para alcanzar la capacidad de distorsión necesaria afectada por el nivel de los esfuerzos de corte.

A medida que la altura crece esta condición se va haciendo menos determinante, y el período del primer

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|59|

Figura 4 Distorsiones de entrepisos máximas en pórticos y tabiques

En la Figura 5 se aprecia la comparación de las aceleraciones elásticas máximas esperadas en pórticos y tabiques. En ambos casos, en los pisos inferiores se parte de la aceleración máxima del terreno que es amplificada por la estructura en los pisos superiores.

Debido a los períodos naturales más bajos y a la mayor participación de los modos superiores, las aceleraciones en los tabiques son marcadamente superiores respecto de los pórticos, indicando un mayor daño esperado a los contenidos.

En la Figura 6 se puede ver la comparación de las máximas distorsiones y aceleraciones esperadas según el número de pisos para pórticos y tabiques. Se aprecia que en todos los casos los pórticos presentan mayores distorsiones y menores aceleraciones respecto de los tabiques. Esto haría esperable un mayor nivel de daño de cerramientos en un edificio de pórticos y de contenidos para un edificio con tabiques.

La diferencia en la máxima distorsión es del orden del doble en pórticos para 6 pisos, hasta prácticamente desaparecer para edificios de 14 pisos. En el caso de las aceleraciones, partiendo de casi el doble en tabiques para 6 pisos de mantiene un 50% mayor para edificios de 14 pisos.

3.4 Comparación de las aceleraciones y distorsiones en los entrepisos para un sismo con un período de recurrencia de 72 años

3.5 Comparación de los daños esperados para un sismo con un período de recurrencia de 72 años Para comparar el comportamiento de los sistemas sis-

En la Figura 4 se puede ver la comparación de las dis-

morresistentes mencionados en el presente trabajo en

torsiones de entrepisos elásticas máximas esperadas

respuesta a un sismo con un período de recurrencia de

en pórticos y tabiques.

72 años, se calculó el costo de reparación de los edificios a partir de las curvas propuestas a continuación.

Se nota claramente el comportamiento marcada-

|60|

mente diferente, con distorsiones máximas en los

Estas fueron modeladas a partir de trabajos previos los

pisos inferiores de los pórticos y en los pisos supe-

cuales abordaron esta temática en otras partes del

riores de los tabiques, indicando en qué pisos se es-

mundo, y se adaptaron a los elementos no estructura-

peran los daños mayores a los cerramientos.

les y contenidos típicos en edificios de nuestro país.

En las Tablas 9 y 10 se presentan los costos de reparación por piso para los casos analizados.

En la Figura 10, se comparan los costos de construcción y los de los daños en pórticos y tabiques para un sismo con un período de recurrencia de 72 años.

De la comparación que se muestra en la Figura, puede deducirse que los costos de los daños esperados en pórticos y tabiques son del mismo orden.

Otra conclusión, sumamente significativa, es que los costos de los daños son más del doble respecto de los costos de construcción inicial.

Esto indica claramente la necesidad de realizar un diseño basado en la performance cuando los contenidos de una instalación (como hospitales, laboratorios, museos) son de costo elevado.

Figura 5 Aceleraciones máximas en cada planta en pórticos y tabiques

Figura 6 Comparación de las aceleraciones y distorsiones máximas en pórticos y tabiques

|61|

Figura 7 Curva de Costos de reparación versus Peak Ground Acceleration

Figura 8 Curva de Costos de reparación versus Distorsión de entrepiso (pórticos)

Figura 9 Curva de Costos de reparación versus Distorsión de entrepiso (tabiques)

Tabla 9 Costos de reparación de pórticos

|62|

Piso

6

8

10

12

14

1

US$ 110.000,00

US$ 108.000,00

US$ 107.000,00

US$ 107.000,00

US$ 106.000,00

2

US$ 105.000,00

US$ 105.000,00

US$ 104.000,00

US$ 103.000,00

US$ 101.000,00

3

US$ 100.000,00

US$ 104.000,00

US$ 102.000,00

US$ 100.000,00

US$ 98.000,00

4

US$ 100.000,00

US$ 99.000,00

US$ 100.000,00

US$ 98.000,00

US$ 98.000,00

5

US$ 95.000,00

US$ 94.000,00

US$ 95.000,00

US$ 95.000,00

US$ 95.000,00

6

US$ 80.000,00

US$ 89.000,00

US$ 90.000,00

US$ 92.000,00

US$ 92.000,00

7

-

US$ 78.000,00

US$ 87.000,00

US$ 89.000,00

US$ 90.000,00

8

-

US$ 74.000,00

US$ 85.000,00

US$ 87.000,00

US$ 88.000,00

9

-

-

US$ 73.000,00

US$ 83.000,00

US$ 85.000,00

10

-

-

US$ 72.000,00

US$ 70.000,00

US$ 70.000,00

11

-

-

-

US$ 68.000,00

US$ 68.000,00

12

-

-

-

US$ 68.000,00

US$ 67.000,00

13

-

-

-

-

US$ 65.000,00

14

-

-

-

-

US$ 66.000,00

TOTAL

US$ 590.000,00

US$ 751.000,00

US$ 915.000,00

US$ 1.060.000,00

US$ 1.189.000,00

Piso

6

8

10

12

14

1

US$ 30.000,00

US$ 30.000,00

US$ 30.000,00

US$ 30.000,00

US$ 30.000,00

2

US$ 70.000,00

US$ 58.000,00

US$ 40.000,00

US$ 36.000,00

US$ 36.000,00

3

US$ 100.000,00

US$ 75.000,00

US$ 68.000,00

US$ 60.000,00

US$ 55.000,00

4

US$ 125.000,00

US$ 105.000,00

US$ 88.000,00

US$ 80.000,00

US$ 72.000,00

5

US$ 132.000,00

US$ 120.000,00

US$ 112.000,00

US$ 97.000,00

US$ 94.000,00

6

US$ 186.000,00

US$ 131.000,00

US$ 118.000,00

US$ 102.000,00

US$ 102.000,00

7

-

US$ 139.000,00

US$ 112.000,00

US$ 108.000,00

US$ 110.000,00

8

-

US$ 160.000,00

US$ 114.000,00

US$ 109.000,00

US$ 114.000,00

9

-

-

US$ 130.000,00

US$ 98.000,00

US$ 111.000,00

10

-

-

US$ 120.000,00

US$ 104.000,00

US$ 101.000,00

11

-

-

-

US$ 115.000,00

US$ 99.000,00

12

-

-

-

US$ 161.000,00

US$ 107.000,00

13

-

-

-

-

US$ 124.000,00

14

-

-

-

-

US$ 157.000,00

TOTAL

US$ 643.000,00

US$ 818.000,00

US$ 932.000,00

US$ 1.100.000,00

US$ 1.312.000,00

Tabla 10 Costos de reparación de tabiques

|63|

desplazamientos quienes controlan las dimensiones de los elementos estructurales.

Establecidos los diseños en cuanto a dimensiones, armaduras y detallado de los elementos que conforman la estructura, se estimaron los costos de construcción correspondientes en función de la altura del edificio.

Para alturas que varían desde 6 hasta 14 pisos, el costo de construir un tabique para tomar la carga sísmica resultó ser más económico, ya que los costos oscilaron entre un 45% y un 50% respecto de los valores correspondientes a la construcción de un pórtico que cumpla la misma función.

Posteriormente, se efectuó el estudio de los costos de

Figura 10 Comparación de los costos de construcción y los costos de daños en pórticos y tabiques para un sismo con un período de recurrencia de 72 años

reparación ante la eventual ocurrencia de un sismo.

CONCLUSIONES

Considerando esta vez un período de retorno de 72 años, se estimaron las distorsiones y aceleraciones por nivel, pudiendo de esta manera, establecerse los daños

En la primera instancia del desarrollo del presente tra-

asociados para elementos estructurales, no estructu-

bajo, se diseñaron las estructuras sismorresistentes de

rales y contenidos. En este caso, se obtuvo que los cos-

un edificio de hormigón armado de planta regular, de

tos de los daños correspondientes al edificio con

acuerdo con los requerimientos del reglamento ACI

tabiques son ligeramente mayores a los obtenidos para

318-2019, para la zona de sismicidad más crítica de

edificio de pórticos, en un porcentaje considerable-

nuestro país y para sismos con período de retorno de

mente más bajo en comparación con las diferencias en

475 años.

los costos de construcción.

Para pórticos de 6 a 8 pisos, el criterio determinante

Otra conclusión, sumamente significativa, es que los

para las dimensiones de las vigas y columnas fueron

costos de los daños para un sismo con un período de

las tensiones tangenciales máximas en los nudos. A

recurrencia de 72 años son más del doble respecto de

partir de los 10 pisos, el diseño de las dimensiones de

los costos de construcción inicial. Esto indica clara-

los elementos estructurales es controlado por la rigi-

mente la necesidad de plantear un diseño basado en la

dez necesaria para no superar el 2% de distorsión

performance, cuando los contenidos de una instala-

máxima.

ción (como hospitales, laboratorios, museos) son de elevado costo.

En el caso de tabiques de 6 pisos, el espesor es controlado por las tensiones de corte en la sección transver-

Bibliografía

sal. Entre los 8 y los 10 pisos, por la capacidad de distorsión afectada por los ciclos de carga y descarga

• American Concrete Institute (2019). Building

con tensiones tangenciales elevadas. A partir de los 12

Code Requirements for Structural Concrete (ACI

pisos el espesor es controlado por la condición de ri-

318-19) and commentary (ACI 318R-19).

gidez necesaria para no superar el 2% de distorsión

American Concrete Institute, Committee 318.

máxima.

• Jack Moehle (2014). Seismic Design of

|64|

Es interesante destacar que, para ambas tipologías, a

Reinforced Concrete Buildings. McGraw-Hill

partir de una cierta altura, no son las fuerzas sino los

Education.

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|66|

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