En el campo de las estructuras metálicas se ha incrementado notablemente el empleo del aluminio como material estructural, prevaleciendo el uso del mismo en estructuras destinadas a cubrir grandes luces.

En Argentina ha finalizado la etapa de discusión pública nacional del Proyecto de Reglamento CIRSOC 701 que establece, entre otros, los requisitos mínimos para el proyecto y cálculo de las estructuras de aluminio para edificios. Este Reglamento se basa en los lineamientos dados por la especificación norteamericana Aluminum Design Manual. Specifications & Guidelines for Aluminum Structures of the Aluminum Association versión 2005.

En este trabajo se presenta un estudio para el diseño de domos de aluminio considerando que una forma típica de los mismos lo constituyen las celosías triangulares simples.

Particularmente se analiza el comportamiento de las barras de domos aplicando la mencionada reglamentación. Concluyendo en algunas recomendaciones y corroborando que las cubiertas de aluminio, de grandes luces, se deben materializar con elementos estructurales relativamente cortos.

The use of aluminum as a structural material, considering it being used in structures with the aim of covering large spans, has greatly increased in the field of metal structures. The stage of national public discussion of the Proyecto de Reglamento CIRSOC 701 which provides, among others, the minimum requirements for the design and calculation of aluminum structures for buildings, has been completed in Argentina. This regulation is based on the guidelines given by the “American Aluminum Design Manual specification”. “Specifications & Guidelines for Aluminum Structures of the Aluminum Association 2005 version”.

This paper presents a study for the design of aluminum domes whereas a typical form is triangular space truss.

In particular, we analyze the behavior of the domes bars using the proposed CIRSOC 701. Concluding, the aluminum structures for clear-span roof systems,
should be done with relatively short structural elements.

Una de las tipologías estructurales más usada, para cubrir grandes luces empleando aluminio como material portante, es la correspondiente a los domos.

La configuración más común de estos domos es la de cúpulas laminares reticulares, y consisten en un gran número de barras unidas entre sí formando, por
lo general, triángulos. Es importante destacar que las estructuras laminares son muy eficaces, resisten bien las cargas de compresión y también las cargas accidentales aunque éstas sean concentradas, ya que las mismas se difunden rápidamente hacia las barras circundantes. En las cúpulas laminares la distribución de tensiones en las distintas barras es sensiblemente uniforme, Zignoli ^[1].

Numerosos domos de aluminio se han construido en el mundo y sus características varían en función de las aplicaciones y destino. En particular en
Estados Unidos de América se encuentra un símbolo de estas estructuras representado por la «corteza» exterior de la gigantesca esfera geodésica (Figura 1),
centro visual y temático inaugurado en el año 1982, y construida en el parque temático EPCOT (Comunidad Experimental Prototípica del Mañana) de Walt Disney World en Orlando.

Figura 1: Spaceship Earth. Esfera gigante

Es común el uso de estas estructuras de gran atractivo estético para cubrir estadios, salones de exposiciones, gimnasios, templos y también se los emplea
como cubiertas de tanques de tratamiento de líquidos cloacales, depósitos, etc.

Algunos ejemplos de las mismas se encuentran en la Planta de Aksa en Alemania con siete depósitos cuyos diámetros varían entre 25 m y 42 m (Figura 2); en la Planta de Estatoil en Suecia en la cubierta de un depósito de gasolina con diámetro de tanque de 36 m (Figura 3) y en Wilhelmshaven, Alemania, depósito de gasolina de 21 m de diámetro (Figura 4).

Se puede decir que el aluminio como material estructural tiene todas las ventajas asignadas a las estructuras metálicas, tales como rapidez para su montaje, requerimiento casi nulo de obra húmeda, seguridad, confortabilidad, etc. Como se ha mencionado permite diseños de estructuras utilizando tipologías apropiadas para cubrir grandes luces. Dentro de las ventajas del aluminio se pueden mencionar su durabilidad y bajo mantenimiento, además frente al acero presenta menor peso casi un tercio con una alta relación resistencia / peso que a igualdad de condiciones permite un mejor y más rápido montaje.

Las características y las propiedades del aluminio, para uso estructural, varían en función de los diferentes tipos de aleaciones y del tratamiento térmico (temple) correspondiente. Para las estructuras de los domos se utilizan perfiles y chapas de aluminio. En perfiles, las aleaciones más usadas son: 6063 y 6061 (casi exclusivamente).

La serie 6000 posee una alta extrusionabilidad y puede ser termotratada por solubilización a la temperatura de extrusión. En paralelo, estas aleaciones poseen una resistencia media y alta, son fáciles de soldar y ofrecen una excelente resistencia a la corrosión, incluso en entornos salinos. Se las puede utilizar para construcciones bajo carga, tanto en tierra como en mar.

Las aleaciones de la serie 5000 y 3000 se presentan generalmente como laminados, es decir que son las que conforman los paneles que se utilizan para las cubiertas.

La denominación de las aleaciones de aluminio usadas para propósitos generales de ingeniería, e incluidas en el Proyecto de Reglamento CIRSOC 701 ^[2] está de acuerdo con el sistema de clasificación internacional de cuatro dígitos. La primera parte de la designación de una aleación de aluminio indica el grupo de aleación, y consta de cuatro dígitos así para el grupo de aleaciones de aluminio 6*** sus mayores elementos aleados son el magnesio y silicio, mientras que para las 3*** es el manganeso, para las 4*** el silicio y para las 5*** el magnesio. El segundo dígito indica modificaciones en la aleación, si es cero indica la aleación original.

El sistema de designación de templados es válido para todas las formas y aleaciones de aluminio. El mismo está basado en una secuencia de tratamientos básicos usados para producir la variedad de templados. La designación del templado se indica con una letra y se ubica detrás de la designación de la aleación, separada por un guión.

Este trabajo comprende, particularmente, el análisis-dimensionado de las barras de domos considerados como entramados de aluminio sin tener en cuenta la forma en que se desarrollará la unión de los extremos de las mismas. Si bien los nudos de enlace de las barras constituyen el elemento fundamental para estas estructuras, este tema se abordará en una instancia posterior de la presente investigación. Para el caso de los entramados de barras de aluminio resulta válido lo recomendado para barras de entramados de acero, es decir que se debe ser cuidadoso al elegir los tipos de uniones en un reticulado y de evitar el uso extensivo de refuerzos ya que los mismos resultan costosos. La economía aparente, obtenida con la elección de las barras de menor peso, desaparece rápidamente con el diseño de las uniones si el calculista no tiene conocimiento de las consideraciones críticas que influencian la eficiencia de las uniones.

Pueden ejecutarse mediante tornillos, soldadura, etc., los extremos de las barras se unen en el nudo directamente y por lo general con la ayuda de elementos especiales: cartelas, esferas, etc. habiendo gran variedad de dispositivos, para nudos de unión, patentados.

En el presente trabajo se emplean y analizan las formulaciones y requisitos, provistos por el Proyecto de Reglamento CIRSOC 701 ^[2] y por los correspondientes Comentarios ^[3] al Reglamento, para el tratamiento y verificación de las barras. Si bien aquí se pretende mostrar, a través del diseño de un domo de aluminio, la aplicación de los requisitos de diseño es importante aclarar que el mismo no debe ser considerado como un análisis exhaustivo de todos los requisitos de diseño de domos de aluminio. Esto se debe a que, entre otras cosas, no se han evaluado ni incluido todos los estados de cargas que pueden actuar sobre una estructura y además, tal como se ha indicado previamente, no se establece la forma en que se materializarán las uniones a elementos importantes para la determinación de la sección.

Para efectuar el análisis y dimensionado de los mencionados entramados, formados por barras de aluminio, que se constituyen como el esqueleto portante de los domos se emplean las siguientes herramientas:

(a) Un Software basado en el Método de los Elementos Finitos, conocido comercialmente con el nombre de ALGOR FEMS (Finite Element Modeling Software) program ^[4]. Con él se determina el estado tensional que se origina en las diferentes barras que componen el domo. Se realizaron análisis estáticos espaciales utilizando elementos tipo viga (beam). Las cargas se dispusieron concentradas en cada uno de los nudos de la malla principal considerando sólo las de tipo gravitatorio: peso propio, peso de los paneles de cubierta y sobrecarga de uso.

(b) El Proyecto de Reglamento CIRSOC 701 ^[2], Reglamento Argentino de Estructuras de Aluminio y sus respectivos Comentarios al Reglamento ^[3] para efectuar la determinación de las diferentes resistencias de diseño, y por ende el dimensionado y la verificación de todos los elementos – barras que componen la estructura.

Respecto del Proyecto de Reglamento es importante mencionar que, a la fecha, ya ha finalizado la etapa de discusión pública nacional del mismo. Dicho Proyecto de Reglamento tiene como base la especificación norteamericana: Aluminum Design Manual ^[5], que utiliza el denominado método de los factores de carga y resistencia LRFD (Local and Resistance Factor Design), también conocido como Método por Estados Límites, adaptando y orientando la misma al formato y esquema general del cuerpo de los Reglamentos Argentinos recientemente actualizado.

Dadas las características estructurales de los domos, y la carga considerada, las barras se hallan sometidas a esfuerzos combinados, resultando ser preponderantes los esfuerzos axiles de compresión y de tracción, aparecen además flexiones menores. A continuación se presenta una breve reseña del tratamiento que el Proyecto de Reglamento ^[2],^[3] establece para la verificación y dimensionado de las barras bajo las mencionadas solicitaciones. Se considera que, por razones de espacio, no es necesario incluir aquí todas las expresiones y requisitos propios de la verificación, teniendo en cuenta que dicha información se encuentra disponible en la página web de CIRSOC (http://www.inti.gov.ar/cirsoc).

En todos los casos se deberá corroborar que la resistencia de diseño ∅Rn sea mayor que la resistencia requerida Pu. Ecuación 1.

∅Rn ≥ Pu (1)

• Compresión axial: con la finalidad de obtener el valor de la resistencia de diseño a compresión ∅Pn presenta tablas que contienen fórmulas que permiten hallar los valores de las constantes de pandeo para elementos estructurales de aluminio en función del templado, del tipo de elemento y de la solicitación que afecta al mismo. Para estos últimos casos considera: la compresión en barras y alas de vigas, la compresión axial: en los elementos planos y/o en los elementos curvos que componen la sección transversal de las barras. Esas constantes de pandeo forman parte de las expresiones que permiten determinar las resistencias de diseño en función de los denominados límites de esbeltez que permiten ubicar la zona o campo en que está trabajando el elemento estructural que se analiza.

El diseño de miembros a compresión axial se trata en el Capítulo C, Sección C.4 del mencionado Proyecto de Reglamento ^[2] e implica, por un lado la verificación global de la barra y por otro la evaluación de los posibles pandeos locales correspondientes a los elementos que componen la sección transversal. La esbeltez de la barra k.L/r deberá ser menor o igual que 200.

Para la verificación al pandeo global considera que la barra a evaluar pertenece a alguno de los tres grupos que presenta de acuerdo con el valor de su parámetro de esbeltez global λc. Este parámetro es función del factor de longitud efectiva, k, la longitud de la barra, L, el radio de giro mínimo, r, y las características del material: tensión de fluencia a compresión F_yc y el módulo de elasticidad del aluminio en compresión E. Utiliza, además, un factor de resistencia fcc, variable en función del parámetro de esbeltez global.

En la verificación del pandeo local y de acuerdo con la relación de esbeltez b/t (siendo b el ancho efectivo y t el espesor) se aplica un factor de resistencia de 0.85 ó 0.95.

La expresión para determinar la resistencia de diseño ØP_n de barras sometidas a compresión axial está dada en función de la tensión de diseño a compresión axial ØF_np. A su vez esta última será función de la relación entre: la tensión de diseño global ØF_ng y la tensión de diseño local a compresión ØF_nLi de cada uno de los elementos que componen la sección transversal. De dicha relación surge que la tensión de diseño a compresión axial ØF_np puede resultar igual a la tensión de diseño global ØF_ng; o bien igual a la tensión de diseño promedio de los elementos que componen la sección, donde la tensión en cada elemento se pondera de acuerdo con la relación entre el área del elemento y el área total de la sección.

• Tracción axial: La resistencia de diseño ØPn de barras traccionadas axialmente será el menor valor que resulte de la consideración de los estados límites de fluencia en la sección bruta y rotura en la sección neta. Para encontrar el valor de ésta última resistencia es necesario conocer las características de la unión en los extremos (incluida en área neta, área neta efectiva, etc.). La esbeltez de la barra k.L/r deberá ser menor o igual que 300.

• Flexión axial: el momento de diseño ØMn de una barra sometida a flexión simple será el menor valor de los que resulten de la evaluación de los diferentes estados límites últimos que pueden ser críticos para la misma: plastificación de la fibra extrema traccionada, pandeo lateral torsional, pandeo local del ala uniformemente comprimida o pandeo local de alma. El estado limite de pandeo lateral torsional no es aplicable a barras flexadas con respecto al eje principal de menor inercia ni a barras con secciones tubulares circulares o cuadradas ni a secciones macizas circulares o cuadradas. Se deben evaluar y obtener las resistencias de diseño ØMn_x para la barra flexando alrededor del eje fuerte y ØMn_y para la barra flexando alrededor del eje débil.

• Flexo-compresión: Para verificar los elementos estructurales de aluminio sometidos a una combinación de esfuerzos, es decir cuando se tiene simultáneamente una resistencia requerida a compresión Pu, y momentos requeridos M_ux y M_uy, se emplea la Ecuación 2. Se trata de una ecuación de interacción conocida que ha sido adoptada en diferentes especificaciones para el cálculo de las denominadas vigas-columnas.

• Flexo-tracción: resulta válida la Ecuación 1 colocando los valores de las resistencias, requerida y de diseño, a tracción y los correspondientes valores de momentos requeridos y de diseño, compatibles.

Para la ejecución del presente trabajo se consideraron los datos generales, de forma, de un ejemplo que se encuentra en Kissell and Ferry ^[6]. Se trata de un domo cuyas luces (diámetro) D es de 60.60 m y posee una flecha f igual a 20.40 m. El semiángulo central β es de 33.72° y el radio de la directriz R es de 54.60 m tal como se indica en la Figura 5.

Como se ha mencionado previamente, el domo se halla sometido sólo a la acción de cargas gravitatorias. Para materializar los elementos estructurales se usan barras de aluminio de aleación 6061-T6 que es la que comúnmente se emplea para fines estructurales en la construcción civil. En dichas barras se fijan paneles, también de aluminio, de aleación 3003-H16, con la finalidad de completar la cubierta.

Se considera que estos paneles proveen arriostramiento continuo alrededor del eje débil. Es por ello que para la determinación del estado límite de pandeo lateral torsional la distancia entre puntos de arriostramiento contra el desplazamiento lateral del ala comprimida Lb resulte igual a cero, esto hace que la resistencia de diseño a flexión correspondiente a este estado límite sea igual a la resistencia de diseño que se obtiene para el estado límite de plastificación.

Figura 5: Geometría del domo

Se generaron dos modelos de domo, para su modelización se ha considerado que ambos se encuentran apoyados en todos los nodos ubicados sobre el perímetro (sólo tienen permitida la rotación en los tres ejes). El modelo material utilizado es el elástico lineal con una aleación 6061-T6 cuyo módulo de elasticidad es de 69600 MPa y su límite elástico de 240 MPa. Se identificará a los mismos como “Domo A” y “Domo B”.

Algunas características de ambos domos se presentan en la Tabla 1.

Tabla 1: Datos generales.

– Domo A: similar al domo que presentan Kissell-Ferry ^[6], la igualdad se da para la disposición de las barras (forma del entramado). Igual número total de nudos, igual número total de barras e igual longitud de las barras de acuerdo con su ubicación. Se destaca que la vinculación adoptada para la zona de apoyos es diferente a la de la bibliografía de referencia. Un esquema del mismo se puede observar en la Figura 6.

– Domo B: de igual geometría global, que el domo A, es decir mantiene la forma general del entramado de barras pero modificando, disminuyendo, sus longitudes. Un esquema del mismo se puede observar en la Figura 7.

Se evaluaron los domos con secciones de aluminio, en particular se usaron los perfiles de Tabla 8: Aluminum Association Estandard I-BEAMS y los tubos de Tabla 22: Pipes de Referencia ^[5].

Numerosas investigaciones han demostrado que las cúpulas de una sola capa reticular están potencialmente sujetas a la no linealidad geométrica [6], principalmente en función de la geometría de la estructura. El comportamiento lineal asume que las deformaciones de la estructura son tan pequeñas que cualquier cambio en la rigidez resulta insignificante. Sin embargo, cuando las deformaciones son suficientemente grandes la estructura se comportará de manera diferente en su forma deformada que en su forma original. Si la rigidez de la estructura cambia sensiblemente bajo carga, entonces la relación carga-deformación ya no es lineal.

Debido al bajo módulo de elasticidad que posee, el aluminio está sujeto a mayores deformaciones que el acero, por lo tanto este problema (no linealidad) se amplifica en las cúpulas de aluminio. Cuando el inicio de la inestabilidad (pandeo) ocurre mientras la tensión en los diferentes elementos que componen la estructura se encuentra todavía en el campo elástico, se denomina la inestabilidad elástica.

La no linealidad geométrica lleva a que se pueda presentar otra forma de comportamiento al pandeo y que es adicional al pandeo de los elementos individuales que se analizan de manera rutinaria. Este modo adicional se denomina pandeo general, y puede darse en las grandes superficies de las cúpulas formadas por entramados metálicos. Estas inestabilidades no son predichas por modelos elástico lineales de elementos finitos. Si bien varias formulaciones de elementos finitos no lineales están disponibles, cuando se las aplica a problemas como éste han demostrado tener una gran variabilidad en sus resultados, Referencia [6]. En la misma referencia se puede encontrar una expresión general de pandeo (Ecuación 3), para el caso específico de cúpulas formadas por una sola capa de celosía triangular, que fue propuesta en 1965 por Douglas Wright. La misma está basada en la premisa que la estructura reticulada se comporta como una lámina sólida, es decir se supone que las juntas de las barras del entramado son lo suficientemente rígidas para que la estructura actúe como un continuo. Vuelve a vinculación – unión entre las barras.

La ecuación también es sensible a las imperfecciones iniciales, incluyendo las debidas a las tolerancias de fabricación y montaje.

Siendo:
Pcr: presión crítica aplicada uniformemente distribuida y normal a la lámina [MPa].
C: coeficiente cuyo valor varía entre 0.365 (propuesto por Kenneth Buchert) y 0.38
(propuesto por Douglas Wright).
A: área de la sección transversal de una barra del entramado del domo [cm2].
E: módulo de elasticidad del material [MPa].
r : radio de giro [cm].
L: longitud típica – promedio de las barras [cm].
R: radio de la directriz del domo [cm].

Luego de efectuar la evaluación de todos los esfuerzos provenientes de la resolución estática del Domo A y del Domo B se seleccionaron las barras más solicitadas (diferentes combinaciones compatibles de esfuerzo axil y de flexión), las barras de mayor longitud (particularmente y por su mayor esbeltez, para su verificación a flexo compresión, aunque para ellas los esfuerzos resultaron ser relativamente pequeños comparados con los valores de las barras más solicitadas) y además se tuvieron en cuenta las barras en que la combinación de esfuerzos (sin que éstos sean los máximos) podía resultar definitoria. Posteriormente, y en base a esta selección – análisis preliminar, se consideraron para el dimensionado sólo algunas de las barras, es decir las más representativas asegurando que la sección transversal resultante cumpla también con los requisitos de las restantes barras.

Aplicando las especificaciones dadas por el Proyecto de Reglamento CIRSOC 701 ^[2] se obtuvieron los valores de las correspondientes resistencias de diseño para las diferentes barras seleccionadas. A modo de ejemplo se presentan, en Tabla 2 y en Tabla 3, los valores numéricos de tres barras representativas y definitorias por cada domo. Se aclara que finalmente se utilizó una misma sección transversal de iguales dimensiones para todas las barras del domo, es por ello que en las Tablas 2 y 3 se observa una marcada diferencia entre resistencia requerida y resistencia de diseño para las barras de menor longitud.

Tabla 2: Datos representativos para barras del Domo A.

Tabla 3: Datos representativos para barras del Domo B.

En las mencionadas tablas se pueden observar también los valores que surgen de aplicar la ecuación de interacción (Ecuación 2). Respecto de los mismos se puede decir que sólo hay un resultado que se aproxima más al límite (1.00) y que el mismo corresponde a una barra perteneciente al Domo A cuando se emplea un Perfil I 7×580.

Es importante aclarar que los valores, de resistencias de diseño, asociados a las barras sometidas a esfuerzos de tracción no son representativos pues, como se ha mencionado anteriormente, aquí no se tiene en cuenta el modo en que se efectivizará la unión entre barras y sólo se ha evaluado el estado límite de fluencia en el área bruta.

Por otra parte resulta interesante mostrar gráficos con las curvas que representan la variación de las resistencias de diseño en función de valores representativos de la longitud de las diferentes barras. Dichos gráficos se presentan en la Figura 8 y en la Figura 9, para las secciones consideradas. Se aclara que en los mismos no se han representado las resistencias requeridas de cada una de las barras ya que debían de incluirse 980 puntos para el Domo A y 1444 puntos para el Domo B, pero se destaca que todos esos puntos o nubes de puntos se ubican bajo las curvas de resistencia de diseño, ya que todas las barras verifican los diferentes estados límites.

Con posterioridad al dimensionado de los elementos, y garantizando que no se produciría el pandeo global de los mismos ni el pandeo local de los elementos de la sección transversal, se empleó la Ecuación 3 para determinar la posibilidad de que se produzca o no el pandeo general. Se pudo observar, en función de los resultados obtenidos, que suelen ser más restrictivos los requerimientos de sección para cumplir con la verificación de pandeo total del domo frente a lo que surge del análisis de cada una de las barras componentes en función de los esfuerzos requeridos.

Es así que sólo verificaría esta condición el Domo A cuando se considera para las barras Perfil I 7×580, esto fue corroborado al efectuar un análisis de grandes deformaciones aplicando el Software ALGOR ^[4], es decir que se deberían rever las otras secciones de modo tal de verificar este requisito. Para ello o bien para un predimensionado se puede partir despejando de la Ecuación 3 el valor del producto de área por radio de giro de la sección, esto llevaría a poder encontrar un perfil que cumpla con esa condición de pandeo general y que posteriormente cumpla con todas las especificaciones dadas por el Proyecto de Reglamento CIRSOC 701 que motivaron la realización del presente trabajo.

Evaluado el peso total de las barras para cada domo se tienen los siguientes valores:

De estos datos se observa que el menor peso se tiene para las barras de sección tubular que son las que normalmente presentan mayores resistencias de diseño.

Resulta sumamente importante contar con una normativa (Proyecto de Reglamento CIRSOC 701) para conocer el tratamiento, dimensionado, etc. de las estructuras de aluminio y de los diferentes elementos que la componen, el mismo provee un marco legal al proyecto y ejecución de las mismas.

En este trabajo se han presentado los lineamientos para el dimensionado de barras de aluminio, aplicado a estructuras de domos. De la ejecución del mismo se pueden efectuar las siguientes consideraciones finales:

• En el análisis a compresión de las barras, y como era de esperar, la resistencia de diseño disminuye al aumentar la longitud, se observa una disminución brusca de la misma para longitudes entre 1m y 3m, y muy baja resistencia para barras de longitudes mayores de 3m. Por lo tanto para obtener un mejor aprovechamiento del material es conveniente utilizar barras cortas.

• La aplicación de la fórmula de Douglas Wright es una herramienta sencilla para evaluar cuando resulta necesario efectuar un análisis de grandes deformaciones. Además se convierte en una expresión útil al momento de efectuar el predimensionado de la sección transversal de las barras.

• Se puede observar que suelen ser más restrictivos los requerimientos de sección para cumplir con la verificación de pandeo total del domo.

• El menor peso se logra con barras de sección tubular que son las que normalmente presentan mayores resistencias de diseño.

• Resulta de interés extender el estudio de los elementos de las estructuras de aluminio considerando la disposición de las uniones entre los mismos.

^[1] Construcciones Metálicas. Vittorio Zignoli. Editorial Dossat S.A. 1978.

^[2] Proyecto de Reglamento CIRSOC 701. Reglamento Argentino de Estructuras de Aluminio. Diciembre 2008.

^[3] Comentarios al Reglamento Argentino de Estructuras de Aluminio CIRSOC 701. Diciembre 2008.

^[4] ALGOR 12 Professional Mech/VE. Docutech, Linear Stress and Dynamics, Reference Division. Pittsburgh, Pennsylvania, 1999.

^[5] Aluminum Design Manual. Specifications & Guidelines for Aluminum Structures of the Aluminum Association. Parte I-B y II-B. Edition 2005.

^[6] Aluminum Structures. A Guide to their Specifications and Design. Kissell and Ferry. Second Edition, Editorial John Wiley & Sons, Inc. 2002.

Ing. L.P. Traversa, Ing. Y.A. Villagrán, Ing. A.A. Di Maio, Ing. S.S. Zicarelli. LEMIT
Laboratorio de Entrenamiento Multidisciplinario para la Investigación Tecnológica.
Comisión de Investigaciones Científicas de la Provincia de Buenos Aires.
La Plata, Argentina.

Cuando el factor determinante del deterioro de la estructura es la corrosión de armaduras, el período de vida útil de la misma queda determinado por la suma del tiempo necesario para que se produzca la despasivación de las armaduras (de iniciación) y el necesario para que el proceso de corrosión produzca un grado de deterioro no aceptable para el tipo de estructura (de propagación).

Para prolongar la vida útil de la estructura, siempre resulta económicamente más conveniente controlar el período de iniciación que el de propagación.

En ambientes marinos, dado que el ingreso de cloruros es el principal factor desencadenante del proceso de corrosión, es fundamental asegurar los parámetros mínimos que conlleven a un ingreso de cloruros a una velocidad inferior a la requerida para la vida en servicio estipulada.

En este trabajo se presenta una revisión de los parámetros ambientales, locales y de los materiales que afectan la vida útil de las estructuras de hormigón armado en ambientes marinos, como así también los métodos químicos y electroquímicos que permiten estimar la vida útil remanente de la estructura. Se incluyen además resultados y análisis de evaluaciones de parámetros de corrosión en el tiempo sobre hormigón armado bajo exposición atmosférica marina.

When the determining factor of a structure deterioration is reinforcement corrosion, its service life period is determined by the sum of the time which is necessary so that the depasivation of reinforcements takes place (initiation period), and the time which is necessary so that corrosion process produces a degree of non acceptable deterioration for the particular type of structure (propagation period). In order to prolong the service life period of the structure, always it turns out economically more advisable to control the initiation period instead of the propagation period.

In marine atmospheres, as chloride ingress is the main leading factor of the corrosion process, it is primary to assure the minimum parameters which lead to a chlorides ingress rate lower than the one required for the stipulated service life period.

This paper discus environmental, local and materials parameters that affect the service life of reinforced concrete structures in marine atmospheres, as well as chemical and electrochemical methods that allows to evaluate the remaining service life period of the structure. In addition, results and analyses of corrosion parameter measurements on reinforced concrete under marine atmospheric exposure along time are included.

La vida útil de una estructura respecto a procesos de degradación de los materiales puede ser estimada mediante la aplicación del modelo propuesto por Tutti¹. Sin embargo, al hablar del período de vida útil, éste concepto debe ser explicitado, ya que no es lo mismo la vida útil proyectada o estipulada, la vida útil remanente o residual, o la vida útil extendida o incrementada. Estos son tres períodos conceptualmente diferentes.

La vida útil estipulada es el período que ha sido contemplado durante el proyecto de la estructura para que esta cumpla con los requerimientos de servicio con un nivel superior al mínimo aceptable (de seguridad, confort, estética). Durante el proyecto de la estructura, pueden haberse visto desatendidas ciertas solicitaciones ambientales, o bien puede ser que estas fueran desconocidas o no se presentaran al momento de la construcción o proyecto. Esto conduciría a que el período de vida útil real sea menor al estipulado, presentándose alguna patología en la estructura (Figura 1).

Alcanzada cierta edad de la estructura, ya sea por requerimientos del proyecto o por señales que indican un estado de deterioro excesivo, se presenta la necesidad de una evaluación del estado de la estructura. Esta evaluación permite establecer el nivel de comportamiento actual de la estructura. Mediante la comparación con el nivel mínimo requerido y la comprobación de la tasa de deterioro, puede estimarse la vida útil remanente de la estructura, siendo posible evaluar la conveniencia de una reparación que conduzca a una extensión de la vida útil hasta valores cercanos al período de vida útil proyectado inicialmente.

Para establecer el período de vida útil remanente es necesario disponer de métodos de evaluación de la estructura que determinen la velocidad de deterioro y el nivel de comportamiento en forma previa a la aparición de síntomas graves. En estos casos la reparación resulta económicamente aceptable y el nivel de servicio de la estructura una vez reparada podría recuperar el valor inicial.

No obstante, en general, es más frecuente que la evaluación sea requerida cuando el nivel de comportamiento de la estructura ha sido comprobado como no aceptable (Figura 2). Si se ha traspasado el comportamiento mínimo aceptable, sólo cabe establecer el grado de comportamiento de la estructura para evaluar la conveniencia económica de una reparación. En estos casos no resulta útil evaluar la tasa de deterioro actual, y en cambio sí resulta provechoso evaluar la tasa de deterioro de la estructura una vez reparada, con vistas a estimar el período de vida útil añadido y comprobar el beneficio económico de la reparación.

El deterioro de una estructura de hormigón armado debido a la corrosión de armaduras se manifiesta por diversos mecanismos de trascendencia creciente² (Figura 3). Inicialmente las armaduras se encuentran pasivas dentro del hormigón, hasta que el proceso de corrosión se inicia con la despasivación de las armaduras, perdiéndose la protección química frente a la corrosión. Ya comenzado el deterioro a una velocidad apreciable, un volumen suficiente de productos de corrosión conduce a la fisuración del hormigón de recubrimiento, perdiéndose la protección física frente al exterior. Si la fisuración avanza sin control, comienza el desprendimiento del recubrimiento y las armaduras se ven más expuestas al medio. Finalmente, ya sea por la pérdida de adherencia entre acero y hormigón o por la pérdida de sección de las armaduras, se produce el colapso de la estructura. Como referencia, generalmente se concibe como límite mínimo del nivel de comportamiento al que produce una fisuración generalizada^3,4. De manera que los métodos de evaluación y diagnóstico de la vida útil remanente deben evaluar principalmente a los mecanismos de despasivación de las armaduras y de fisuración del recubrimiento.

Se establecen entonces dos períodos de desarrollo del proceso comprendidos dentro de la vida útil¹, uno de iniciación y otro de propagación (Figura 4). El período de iniciación es el tiempo esencial de incubación de las condiciones necesarias para el comienzo de la degradación. El período de propagación es el tiempo transcurrido entre el inicio del proceso y el momento en el cual el grado de deterioro de la estructura es tal que no cumple con las condiciones de servicio requeridas. Ya que el período de propagación de la corrosión de armaduras se desarrolla a una velocidad relativa elevada, resulta conveniente la evaluación de los parámetros que gobiernan el desarrollo del período de iniciación. En general se concibe como período de iniciación a aquel que se requiere para la despasivación de las armaduras, mientras que los mecanismos de fisuración y desprendimiento del recubrimiento se conciben dentro del período de propagación.

Los factores que influyen en la duración del período de iniciación pueden ser internos o externos. Los factores internos se relacionan principalmente con las características del hormigón de recubrimiento. Entre ellos, los de mayor peso son los que determinan la resistencia del material al transporte de materia por su estructura: porosidad de la matriz cementícea^5,6 (determinada por la relación agua/cemento y el curado utilizado), contenido y tipo de cemento^5,7, calidad de la interfase matriz-agregado⁸, y porosidad de los agregados⁹. Los factores externos están determinados por la agresividad del medio^10,11, caracterizada por la temperatura media y humedad relativa, condición de los vientos y las precipitaciones, distancia y altura respecto al nivel del mar (en el caso de ambiente marino), películas protectoras y revestimientos de la estructura.

El ambiente con cloruros es considerado como severo desde el punto de vista de la durabilidad del hormigón armado, ya que la presencia de sales en el agua y en la atmósfera que rodea a las estructuras, interactúan con el hormigón y con las armaduras.

Las condiciones climáticas pueden ser estudiadas en distintos niveles de extensión, definiéndose condiciones macro climáticas, meso climáticas y micro climáticas. Las condiciones macro climáticas son características del territorio en el que se implanta la estructura, incluye a la humedad relativa, la temperatura, las precipitaciones, los vientos. Las meso climáticas son propias de la estructura: altura respecto al nivel del mar, distancia a la costa. Finalmente, las micro climáticas se definen específicamente para las superficies de cada elemento estructural, quedando establecidas de acuerdo a la frontalidad de vientos, la orientación de la superficie, su verticalidad y planicidad.

El desarrollo teórico de los modelos de deterioro de estructuras requieren la evaluación de los parámetros ambientales. Sin embargo, al evaluar una estructura, se puede establecer su tasa de deterioro mediante el seguimiento en el tiempo de índices de deterioro, extrapolando su tendencia hacia el futuro.

En exposición marina, la presencia de cloruros resulta la solicitación más severa respecto a la corrosión de armaduras. Los cloruros rompen la capa pasiva del acero en forma localizada posibilitando la corrosión a altas velocidades. Para que esta corrosión localizada (denominada picado) sea posible, debe alcanzarse una concentración mínima de cloruros en la interfase entre acero y hormigón. Si los materiales constituyentes del hormigón no tienen un contenido de cloruros suficiente para alcanzar este límite, el picado se iniciará recién cuando los cloruros que ingresan desde el medio externo lleguen a las armaduras en cantidad suficiente. En procesos avanzados, un contenido muy alto de cloruros conduce a una corrosión generalizada.

La corrosión de armaduras debido a la presencia de cloruros se presenta como de gran riesgo mucho antes de que se desarrolle en forma generalizada, donde el volumen de los productos de corrosión es importante y comienza la fisuración del recubrimiento. En procesos de picado el volumen de productos de corrosión no es importante y la fisuración del recubrimiento no se da en un período inmediato, sino que se requiere un contenido aún mayor de cloruros. Por lo que la afectación local avanzada disminuye sensiblemente la sección resistente de las armaduras sin síntomas externos.

Aunque depende de numerosos factores¹² y el tema todavía no ha sido totalmente dilucidado, en general se adopta un contenido de cloruros del 0,4 % en peso del cemento en el hormigón como límite inferior para el inicio del picado¹³. Además son necesarias las presencias de oxígeno y de humedad para que la reacción electroquímica de la corrosión tenga lugar.

El tiempo requerido para alcanzar el contenido límite de cloruros en la proximidad de las armaduras depende de la resistencia al ingreso de cloruros que posee el hormigón de recubrimiento. Lo habitual es definir a esta resistencia de acuerdo al denominado coeficiente de difusión aparente de cloruros⁵, Dap, que establece la mayor o menor velocidad con la que ingresan los iones. En definitiva, el tiempo que se requiere para alcanza la concentración crítica de cloruros en la interfase acero-hormigón resulta proporcional al cuadrado del espesor de recubrimiento (Ecuación 2). El coeficiente de difusión no es un parámetro fijo del material, sino que su valor disminuye en el tiempo¹⁴, debido principalmente a la hidratación tardía de fases de cemento anhidro y a la carbonatación.

Mientras que las condiciones necesarias para el inicio del picado en la estructura no quedan establecidas con suficiente precisión, los modelos de predicción de vida útil de tipo probabilístico cobran interés. Se define una probabilidad de corrosión, que evoluciona con el tiempo y para la cual se debe establecer un límite máximo. Cuando se alcanza el límite prefijado, puede decirse que se ha cumplido el período de iniciación. Los valores de la probabilidad de corrosión pueden establecerse de acuerdo a mediciones del coeficiente de difusión del hormigón, o de parámetros de corrosión.

Las mediciones del coeficiente de difusión se realizan mediante el análisis de la concentración de cloruros a distintas profundidades desde la superficie. Transcurrido un período determinado, se analizan los contenidos de cloruros y se presenta el perfil de ingreso, contenido de cloruros versus profundidad (Figura 5). Mediante una regresión matemática a una solución de la segunda ley de Fick para medios semi infinitos (Ecuación 1), se determinan los coeficientes de concentración superficial (C_s) y de difusión (D_ap), y se grafica la curva de difusión.

Debe mencionarse que las condiciones de borde de la exposición en laboratorio son diferentes a las de la estructura. Mientras que en el primer caso los hormigones se encuentran en inmersión en una solución de cloruro de sodio en el segundo se encuentran expuestos a la atmósfera marina.

Obtenido el valor de D_ap, y la concentración de cloruros en la zona inmediata a las armaduras, puede calcularse el tiempo requerido hasta alcanzar la concentración crítica de cloruros de acuerdo a la Ecuación 2, una expresión equivalente a la Ecuación 1, en la que x_rec y C_crit corresponden al espesor de recubrimiento y concentración crítica de cloruros, respectivamente.

Si el coeficiente difusión es medido en hormigones jóvenes, debe tenerse en cuenta que el valor medido disminuirá con el transcurso del tiempo, pudiendo originar una subestimación importante del período de iniciación. Para cuantificar el coeficiente de minoración en el tiempo de la difusividad son necesarias evaluaciones a distintas edades, preferentemente con grandes intervalos de tiempo entre ellas¹⁴. Esto no es posible si no ha sido considerado desde el momento de construcción de la obra o si no se cuenta con datos experimentales del comportamiento de un material de características similares estacionado en un ambiente semejante. Entonces, la estimación en estructuras construidas prácticamente queda limitada a la adopción de difusividades constantes en el tiempo, resultando en períodos de iniciación relativamente cortos y tiempos de vida útil remanente conservadores.

Otro método que se utiliza para determinar el inicio de la corrosión es la determinación del potencial de corrosión, que permite identificar en cierto modo si la barra se encuentra en estado pasivo o activo. Su valor depende de muchos factores, y en la práctica resulta indicativo pero no siempre concluyente. En estructuras de hormigón armado, el estado de humedad es el parámetro que genera mayor variabilidad en las lecturas¹⁵. Por esto, se define una probabilidad de corrosión de acuerdo al valor del potencial medido (Tabla 1), aludido siempre a un electrodo de referencia (por ejemplo, versus electrodo de calomel saturado, ECS). En el caso de estructuras es útil realizar un mapeo de potenciales que determine las zonas más críticas respecto a la corrosión de armaduras, a partir de la estimación de la probabilidad de corrosión que este valor conlleva de acuerdo a los potenciales de corrosión medidos. El esquema para medir el potencial de corrosión puede verse en la Figura 6.

Debe tenerse en cuenta que la corrosión por picado también es posible para valores de potenciales de corrosión con los cuales la armadura se encontraría pasiva si los cloruros no estuvieran presentes. De manera que en estructuras en ambiente marino, la corrosión por cloruros no puede ser identificada solamente mediante mediciones aisladas de potenciales de corrosión.

Un tercer método para estudiar la condición de pasividad de las armaduras es la medición de la velocidad de corrosión indica. Consiste en la comprobación de la densidad de corriente originada en la pila electroquímica de corrosión. Esta corriente resulta proporcional a la velocidad a la cual disminuye el espesor de la armadura, cuando la corrosión se desarrolla uniformemente en la superficie.

Una técnica para la medición de la corriente de corrosión consiste en determinar la resistencia a la polarización del sistema. Aplicando sobrepotenciales respecto al potencial de corrosión (de alrededor de 10 a 30 mV), y midiendo la intensidad de corriente, se determina la pendiente de la curva, denominada resistencia de polarización, Rp. La densidad de corriente de corrosión, icorr, se calcula dividiendo la constante de relación entre las pendientes anódica y catódica (B, 26 mV en estado pasivo, 52 mV en estado activo) por Rp, y por el área superficial del tramo de la armadura que se mide.

La velocidad de corrosión es además indicativa en el período de propagación, permitiendo estimar el comienzo de la fisuración del hormigón de recubrimiento, ya que marca la velocidad de crecimiento del volumen de los productos de corrosión. Ya que este aspecto se torna sumamente complejo debido a los parámetros que inciden en la fisuración del hormigón por corrosión de armaduras, las mediciones resultan simplemente estimativas del período a partir del cual puede esperarse daños en la estructura (Tabla 2). Existen numerosos métodos que permiten calcular el tiempo requerido para la fisuración a partir de una corriente de corrosión instantánea medida¹⁷, pero su precisión no está completamente comprobada. Una vez despasivado el acero, estos métodos pueden ser útiles, pero debe tenerse en cuenta que la velocidad de corrosión medida no se mantiene constante y tiene una tendencia creciente, acortando la estimación teórica. Adicionalmente, siendo la corrosión por picado localizada, cuando se toman lecturas experimentales la corriente de corrosión en la zona activa se diluye debido a su relación de áreas con la zona pasiva.

Para investigar la relación entre las propiedades tecnológicas del hormigón y la durabilidad respecto a la corrosión por picado de armaduras se han expuesto muestras de variadas características en dos estaciones situadas en la ciudad de Mar del Plata, una en Punta Cantera y otra en Ruta 11 Km 17 (Figura 7, a y b).

Las características de los hormigones con los que se han confeccionado las probetas expuestas incluyen el uso de cementos tipo CPN, CPC y CPF, de agregados gruesos graníticos triturados, silíceos de canto rodado, y hormigón triturado, relaciones agua / cemento de entre 0,40 y 0,60, y tratamientos de curado desde nulo hasta de 28 días en cámara húmeda. Se confeccionaron probetas de hormigón armado para realizar mediciones electroquímicas de corrosión, y de hormigón simple para evaluar los coeficientes de difusión aparente de las mezclas, habiéndose expuesto probetas simultáneamente en la atmósfera marina mencionada y en inmersión en solución de cloruro de sodio al 3%.

La medición de los perfiles de cloruros se realiza mediante el corte de secciones transversales, que son pulverizadas para determinar el contenido de cloruros solubles en agua y de cloruros solubles en ácido¹⁸.

En la Figura 8 se muestran la relación hallada entre la probabilidad de corrosión (de acuerdo al potencial de corrosión medido) y el contenido de cloruros al nivel de las barras. Se observa que se supera el 10% de probabilidad de corrosión para contenidos del orden del 0,08%. Aunque en la despasivación localizada, la presencia de cloruros puede no verse reflejada claramente en la medición de la corriente de corrosión (ya que la densidad de corriente medida es la media del área en la que se mide), en la Figura 9 puede notarse un rango de contenido de cloruros, entre 0,05 y 0,085 % para el que se aumenta de corrientes del orden de 0,2 μA/cm² a corrientes de más de 0,3 μA/cm².

Los resultados obtenidos son consecuentes con los de la bibliografía^12,19, donde el contenido límite de cloruros se estima entre 0,05 y 0,075%. Es importante destacar que los cloruros analizados corresponden a la fracción soluble en agua, que es algo mayor que la que se encuentra en la solución de poros²⁰, desencadenante del picado y generalmente considerada en la bibliografía consultada.

En la Figura 10 se muestra la relación entre las velocidades de ingreso en atmósfera marina natural y en inmersión en solución de cloruro de sodio al 3%. El mecanismo de ingreso en ambos casos es diferente, mientras que en inmersión el hormigón se encuentra permanentemente saturado, en exposición atmosférica existen ciclos de absorción y desorción de agua. Debido a que la porosidad es el principal factor de importancia en ambos casos, puede apreciarse cierta relación entre las mediciones. Hay que indicar que existen otros factores intervinientes y tenidos en cuenta, se permitiría la estimación de estructuras en servicio a partir de mediciones de la difusividad en probetas de laboratorio.

Los métodos de medición de perfiles de cloruros y de mediciones electroquímicas de corrosión son aplicables en la práctica al momento de la evaluación de la vida útil de estructuras. La estimación de los parámetros que permiten el cálculo de la vida útil remanente, como son el coeficiente de difusión, el potencial de corrosión y la corriente de corrosión, pueden ser medidos conforme a un rango de incertidumbre relativamente bajo, pudiéndose estimar períodos de servicio confiables.

De acuerdo a los resultados presentados se puede plantear que la probabilidad de corrosión de las estructuras aumenta notablemente cuando el contenido de cloruros en la interfase acero-hormigón alcanza valores entre 0,05% y 0,085% en peso del hormigón. En general, este límite no podría ser considerado como un valor fijo, resultando meramente estimativo del comportamiento futuro de una estructura. Una aproximación más certera se obtendría si se evalúa específicamente al hormigón de la estructura en estudio expuesto en las mismas condiciones que la estructura, pero una correlación entre el coeficiente de difusión medido en exposición atmosférica y en inmersión en solución salina permitiría un estudio previo del comportamiento futuro de la estructura basándose en mediciones de laboratorio.

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Saracho, José Aníbal ^{(1) y (2)}; Pérez, Gustavo Ariel ⁽²⁾; Dip, Oscar ^{(1) y (2)}
Ingenieros Civiles
⁽¹⁾ Universidad Tecnológica Nacional, Facultad Regional Tucumán. ⁽²⁾ Instituto de Estructuras,
Universidad Nacional de Tucumán
joseanibalsaracho@yahoo.com.ar; gperez@herrera.unt.edu.ar; odip@herrera.unt.edu.ar

Se evalúa el desempeño sísmico de un puente típico de nuestra red vial nacional considerando la influencia de la interacción suelo estructura. Se trata de un puente de tres tramos con pilas tipo pórtico, estribos cerrados y fundaciones profundas, ubicado en la provincia de Mendoza. Se utilizó el método de evaluación detallada por análisis dinámico no lineal, procedimiento considerado como el de mayor rigurosidad y complejidad. Se creó un modelo 3D de la estructura en el programa MSBridge, el cual emplea la plataforma de elementos finitos OpenSees. Para modelar el comportamiento no lineal del suelo se utilizaron resortes P-y distribuidos en la longitud de los pilotes. La acción sísmica se representó por medio de acelerogramas compatibles con los espectros de pseudoaceleraciones que definen los niveles de sismos requeridos para la evaluación. En cada caso, se comparó la demanda sísmica con la capacidad de los componentes críticos, determinándose así el grado de daño alcanzado por la estructura. Los resultados obtenidos muestran cuantitativamente la importancia de considerar la interacción suelo estructura en este tipo de análisis de puentes.

The seismic performance of a typical bridge of our national road network is evaluated considering the influence of the soil-structure interaction. It is a three span bridge with rigid frame piers, closed abutments and deep foundations, located in the province of Mendoza. The detailed evaluation method by non-linear dynamic analysis was used, a procedure considered to be the most rigorous and complex. A 3D model of the structure was created in the MSBridge software, which uses the OpenSees finite element platform. To model the nonlinear behavior of the soil, P-y springs distributed along the length of the piles were used. The seismic action was represented by means of accelerograms compatible with the pseudo-acceleration spectra that define the earthquake levels required for the evaluation. In each case, the seismic demand was compared with the capacity of the critical components, thus determining the degree of damage achieved by the structure. The results obtained quantitatively show the importance of considering the soil structure interaction in this type of bridge analysis.

Como es conocido, los puentes son los componentes críticos de los sistemas carreteros. En la evaluación de su desempeño sísmico reviste gran importancia que el modelo analítico adoptado refleje fidedignamente su respuesta ante estas acciones.

En este sentido, tanto para la etapa de diseño como de evaluación de puentes, resulta menester tomar en consideración en la modelación la interacción suelo estructura (ISE), tanto en los estribos como en la fundación de las pilas. En contraposición a ello, por cuestiones de simplificación, la práctica habitual en el modelado consiste en recurrir a la disposición de apoyos simples en correspondencia con los estribos y a la condición de empotramiento perfecto en la fundación de las pilas.

En el Manual de Rehabilitación Sísmica de Puentes ^[1] se contempla la realización de una evaluación detallada en caso de que un puente fuera calificado como deficiente en un análisis preliminar o bien en otras situaciones determinadas. Dentro de los diferentes métodos a utilizarse para dicha evaluación detallada, el correspondiente al Análisis Dinámico No Lineal (ADNL) se considera como el de mayor rigurosidad y complejidad a costa de un mayor esfuerzo computacional y competencias para la interpretación de los resultados ^[1]. Asimismo, se prescribe que este es el método que corresponde aplicarse en casos de estructuras complejas e irregulares y también de aquellas ubicadas en la cercanía de fallas activas.

Surge la inquietud de cuantificar el efecto de la influencia de la citada interacción suelo estructura sobre la respuesta sísmica de un puente típico de nuestro territorio nacional mediante ADNL, conforme al actual estado del arte en la materia.

Puente de estudio seleccionado

Para este trabajo se seleccionó un puente típico ubicado en la provincia de Mendoza en zona caracterizada como de muy elevada peligrosidad sísmica del territorio nacional. Fue construido en el año 2014 y se halla ubicado en Ruta Nacional 40 sobre el Arroyo Tierras Blancas; corresponde a la clase: Puente de Vigas de Hormigón Simplemente Apoyadas y de Tramos Múltiples según el estudio realizado por los autores ^[2]. Se tienen dos pilas, formadas cada una por tres columnas con viga cabecera, cuya fundación está constituida por tres pilotes que resultan ser una prolongación de dichas columnas. Los estribos son del tipo rígido cerrado, con muro frontal, muros laterales y de ala fundados sobre seis pilotes. Los apoyos de las vigas son de neopreno zunchado, ubicados sobre dados de hormigón armado; se tienen cinco en los estribos y diez sobre la viga cabecera de pilas.

Es dable destacar que tanto las luces de tramo, número de tramos, altura de pilas y ancho de tablero se corresponden con los valores medios del estudio estadístico presentado en el trabajo referido ^[3]. En Figuras 1 a 4 se pueden observar vistas y cortes del puente en estudio.

En la metodología presentada en Buckle et al. ^[1], se fijan los objetivos de desempeño estructural a cumplir por las estructuras de puentes. Primeramente, se determina la Vida Útil Remanente (VUR), considerando que la vida útil promedio de los puentes es de 75 años. Se tienen tres categorías de VUR según el detalle ofrecido en Tabla 1.

Los objetivos de desempeño estructural se fijan para dos niveles de sismos definidos como:

Sismo Menor: corresponde a un periodo de retorno promedio de unos 100 años.

Sismo Mayor: ídem para 1000 años.

A su vez, se definen tres niveles de performance o desempeño, según lo indicado a continuación:

Nivel de Desempeño 1 (ND1): Seguridad de vida. Se asegura únicamente la vida, pero el daño permanente sufrido por el puente durante un terremoto es significativo y el servicio es interrumpido.

Nivel de Desempeño 2 (ND2): Operacional. Después de ocurrido el sismo, el daño permanente es mínimo y todo el servicio para los vehículos de emergencia puede estar disponible después de una inspección y limpieza de escombros.

Nivel de Desempeño 3 (ND3): Totalmente operacional. Después del sismo, el daño permanente es despreciable.

Finalmente, de acuerdo con el nivel de sismo, la importancia del puente y la vida útil remanente, se establecen los niveles mínimos de desempeño recomendados (ver Tabla 2).

Los acelerogramas a utilizar en análisis dinámico no lineal para verificación del desempeño estructural deben representar el ambiente tectónico y las condiciones locales del sitio de emplazamiento del puente. En este trabajo se utilizarán registros de sismos reales de ambientes tectónicos similares a los del centro-oeste argentino, los cuales serán escalados para compatibilizar con los espectros de respuesta para los sismos menor y mayor respectivamente.

La sismicidad local está relacionada con terremotos superficiales intraplaca o corticales que dan origen a sismos tipo impulsivos o de fuente cercana, como los registrados para el terremoto de Mendoza de 1985 y San Juan 1977 ^[3]. La fuente sismogénica predominante en el centro oeste argentino la constituyen fallas geológicas activas del tipo inversa.

En la Figura 5 se ubican las fuentes potenciales del centro-oeste argentino. Allí está resaltada la falla cercana al puente de estudio, la de Tupungato. En la Tabla 3 se resume las características fundamentales de dicha fuente sísmica potencial.

En cuanto a los espectros objetivos, el de 1000 años de recurrencia se corresponde con el de diseño fijado por el Proyecto de Reglamento INPRES-CIRSOC 103, Parte VI Puentes de Hormigón Armado ^[5], el cual está basado en las especificaciones AASHTO para el diseño sísmico de puentes ^[5]. Las ordenadas espectrales correspondientes al sismo menor, de 100 años de periodo de retorno, se obtienen por aplicación de un coeficiente de reducción sobre las del espectro de diseño. Este coeficiente se obtuvo a partir del análisis de los espectros dados para las ciudades de San Juan y Mendoza en el estudio de Cardona et al. ^[7].

Otro aspecto trascendente en el proceso de búsqueda y selección de acelerogramas lo constituye el factor de escala a utilizar. Según las recomendaciones de Wang et al. ^[8], en este trabajo se asigna un rango estrecho para dichos factores, entre 0.4 y 2.5.

También resulta determinante el rango de periodos de significancia estructural. Dada la falta de prescripciones sobre este aspecto en normas específicas para puentes, se tomó en consideración lo dispuesto en ASCE/SEI 7-10 ^[9]. Allí se establece que, para el caso de estructuras no aisladas, el rango de periodos a considerar para realizar el escalado de acelerogramas va desde 0.2T a 1.5T, donde T es el periodo del primer modo de vibración de la estructura.

Para la búsqueda se utilizó la aplicación web de la base de datos del PEER (Pacific Earthquake Engineering Research Center) – Next Generation Attenuation (NGA) ^[10].

En Buckle et al. ^[1] no se fijan de manera explícita y directa los Parámetros de Demanda Ingenieril (PDI) para caracterizar los distintos estados de daño luego de realizado el ADNL. Conforme a la revisión de la literatura científica y técnica efectuada, pudo observarse que el abordaje más claro en esta cuestión es realizado en distintos estudios de fragilidad sísmica (Nielson ^[11], Avsar ^[12], DesRoches et al. ^[13]). En este último estudio citado, patrocinado por CALTRANS (Departamento de Transporte de California), se utilizaron dos PDI para definir los Umbrales de Daño en Componentes (UDC) que ofician de límites para los distintos niveles de desempeño establecidos. Por su pertinencia, serán utilizados también en este estudio. El primero tiene que ver con la capacidad por curvatura de las columnas, denominado ductilidad por curvatura, que se determina según la ecuación 1.

El segundo parámetro está relacionado con la capacidad de desplazamiento de la superestructura en función de las dimensiones de los elementos que le sirven de apoyo. De esta manera, entran en juego tanto las medidas de los pedestales donde se ubican los elastómeros, como así también los anchos de sustentación disponibles en las vigas cabeceras de pilas y en la base de apoyo de estribos (ver Figura 6).

La Tabla 4 muestra los umbrales de daño referidos, con los respectivos niveles de desempeño que limitan. Cada vez que se supera uno de estos umbrales, el componente afectado y por ende el puente en su conjunto sufre distinto nivel de daño visible, lo que conlleva a una estrategia diferente de reparación.

El estudio de Hwang ^[14] es tomado como marco referencial por distintos trabajos sobre fragilidad sísmica de puentes para la definición de los límites de daño. Allí, dichos umbrales de daño se determinaron a través de la construcción del diagrama momento- curvatura correspondiente a la sección de columna en pila de un puente típico del centro-este de los Estados Unidos. Este mismo método se aplicó para los puentes del presente estudio. Se destacan a continuación los puntos característicos del diagrama citado que ofician de umbrales de daño de los diferentes niveles de desempeño:

• Primera fluencia de armadura longitudinal: φ₁

• Límite de serviciabilidad: Curvatura de fluencia, φ_y

• Límite de control de daño: φ₂, curvatura correspondiente a una deformación específica de la fibra externa del hormigón de 0.002 para el caso de la presencia de empalmes por yuxtaposición de armaduras en la zona de formación de rótulas plásticas.

• Curvatura φ₄, ídem para la situación donde no se presentan dichos empalmes, con una deformación específica de 0.004.

• Límite de prevención de colapso: φ_u, curvatura asociada a la deformación específica de la fibra externa del hormigón correspondiente a la última del modelo de Mander para hormigón confinado.

En Figura 7 se presenta esquemáticamente el diagrama Momento-curvatura con su aproximación bilineal y los referidos puntos característicos.

En la Tabla 5, se muestran los distintos umbrales de daño con los correspondientes valores de los PDI adoptados para este estudio.

Para la ejecución del modelo se utilizó el software MSBridge, desarrollado recientemente por investigadores de la Universidad de California para Caltrans ^[15]. Se trata de una versión educacional de este programa (pre y post-proceso), basado en la plataforma OpenSees ^[16], que permite realizar modelos en elementos finitos para análisis dinámico no lineal de puentes convencionales con múltiples tramos.

Para modelar la interacción del suelo con la estructura y poder comparar la influencia de su incorporación en el modelo, se utilizó, por un lado, un modelo con base empotrada y, por otro, uno que considera dicha interacción a través de una discretización de los pilotes por medio de elementos de barra con resortes en los nodos.

Siguiendo a Meneses et al. ^[17], la modelación del suelo y su interacción con las estructuras y sus fundaciones es muy importante en el estudio de su desempeño sísmico ^[19]. Numerosas investigaciones, como así también observaciones de campo, muestran que la respuesta sísmica de los puentes está fundamentalmente asociada a la caracterización estructural, al comportamiento no lineal, a las características del movimiento del suelo y a los efectos de la interacción suelo estructura (ISE). Por ello, hay diversas metodologías que permiten un acercamiento más o menos preciso del comportamiento real del suelo, dependiendo del grado de interacción entre el suelo y la estructura que se desea reflejar y del costo computacional que se está dispuesto a afrontar. Según Xie et al. ^[18], existe una gran brecha entre los enfoques de diseño considerablemente simplificados y aquellas modelaciones que son realistas, pero a la vez computacionalmente eficientes. En otras palabras, por un lado, se tiene la modelación con base empotrada que implica suponer que el suelo es completamente rígido y no interactúa con la estructura analizada, lo cual claramente no es real; sin embargo, corresponde a una simplificación muy usada en la mayoría de las prácticas habituales de los diseños y análisis, sobre todo en el análisis de puentes carreteros. Otra interacción simplificada muy utilizada es suponer las fundaciones apoyadas en varios resortes a partir del modelo de Winkler, en que los resortes tienen un comportamiento lineal dado por un coeficiente de balasto k, cuyo valor depende de las características del suelo. Esta metodología incorpora la ISE; sin embargo, supone un comportamiento lineal sin disipación de energía. En el otro extremo se tienen métodos numéricos complejos que consideran la estructura, o una parte de ella, suponiendo un sistema tridimensional acoplado con el suelo semi infinito; aquí, se toman en cuenta las características no lineales del suelo, pero con costosos recursos computacionales ^[18].

En el rango intermedio, se han desarrollado varios métodos simplificados que incorporan el comportamiento del suelo y su interacción con la estructura, y que tiene costos computacionales más reducidos. Uno muy atractivo y usado por varios investigadores es considerar el comportamiento no lineal de los resortes del modelo de Winkler, también conocido como resortes P-y, que equilibra de buena manera una precisión aceptable y la eficiencia computacional. Esta metodología consiste en distribuir a lo largo del pilote resortes que tienen una relación fuerza – deformación lateral (P-y) que considera el comportamiento no lineal del suelo. En la literatura se han propuesto varias relaciones para estimar los resortes P-y en base a pruebas de laboratorio, las cuales dependen del tipo de suelo y del nivel de confinamiento principalmente. Boulanger et al. ^[19] desarrolló curvas constitutivas y las implementó en un modelo de OpenSees. Otros autores han formulado distintas expresiones para las curvas P-y incorporando los efectos de la licuación del suelo ^[20], el roce del suelo con el pilote mediante la relación de fuerzas axiales con desplazamientos verticales (curvas T-z) y, asimismo, el efecto ejercido por la punta del pilote sobre el suelo (curvas Q-z). En tal sentido, en el programa MS Bridge se utilizan modelaciones de la ISE con resortes P-y para la resistencia lateral, T-z para la resistencia axial de fuste, y resortes Q-z para la resistencia en la punta del pilote, siendo esta configuración usada por muchos autores. En la Figura 8 se muestra un esquema que simboliza la modelación de la resistencia e interacción lateral del suelo con el pilote, resortes P-y, y el esquema para las curvas T-z y Q-z referidas.

En el presente trabajo, para la definición de las curvas P-y, se emplea el método de Reese et al. ^[22] para arenas; esta es una de las opciones disponibles en el programa MS Bridge a tal efecto. El valor del módulo de reacción lateral del suelo K_py se extrajo de la obra de Ma y Deng ^[21] y se presenta en Tabla 6, al igual que el valor adoptado de fricción interna.

En Figura 9 se aprecian las curvas P-y para fundación en arena sumergida de alta densidad en el modelo del puente de clase VH-SATM.

En Figura 10 se ofrece una vista del modelo del puente de estudio con consideración de la interacción suelo estructura.

Los acelerogramas compatibles con los espectros correspondientes a los Sismos Menor y Mayor se obtuvieron de la Base de datos del PEER. Allí se cargaron los archivos de estas ordenadas espectrales y se indicaron los siguientes parámetros: tipo de falla inversa, Magnitud entre 6.5 y 7.5, distancia a la falla entre 1km y 10 km, velocidad superficial de la onda de corte entre 120 a 250 m/s, factor de escala entre 0.4 y 2.5 y el rango de periodos de significancia estructural, entre 0.146 s y 1.23 s. Para establecer este rango, se tomaron 0.2 T1 y 1.5 T2, siendo T1 el periodo del puente con pilas empotrados (el de menor valor) y T2 el del puente con consideración de la ISE (el mayor).

Para el caso del Sismo Mayor, se consiguieron 8 registros correspondientes al sismo de Christchurch, New Zealand, con factores de escala que van desde 0.67 a 1.73. Dos de estos registros son del tipo impulsivo. En Figura 11 se representan los espectros de dichos registros escalados, observándose la buena aproximación del promedio de la serie respecto del espectro objetivo para este caso del Sismo Mayor. Cabe destacar que el ajuste responde a los requerimientos prescriptos en Buckle et al. ^[1]. En lo que respecta a la serie de registros se busca que el promedio de la serie no sea menor que el 85 % del espectro objetivo para cualquier periodo dentro del rango de significancia estructural. Cabe aclarar que de manera leve esta condición no se cumple entre 0.146 s y 0.3 s, en tanto que dicha prescripción es cumplida con creces para los periodos más grandes.

En la Tabla 7 se muestran los periodos fundamentales correspondientes a las estructuras analizadas. En ambos casos, este primer modo de vibración se da en la dirección longitudinal.

En lo que sigue, por razones de abreviación, solo se presentarán algunos resultados correspondientes a la respuesta de la estructura frente el Sismo Mayor para las dos situaciones estudiadas, con pilas empotradas y con consideración de la interacción suelo estructura.

La Figura 12 muestra las respuestas de desplazamientos de la superestructura en la dirección transversal, en la cual se registraron los mayores valores. En la Tabla 8 se indican dichos los valores máximos correspondientes.

En la Figura 13 se muestran las respuestas Momento-Curvatura para los dos puentes en la dirección transversal, donde resultaron más desfavorables.

En Tabla 9 se ofrecen los resultados de las Curvaturas de Fluencia, Curvaturas Máximas y las Ductilidades de Curvatura en columnas de ambos casos de estudio.

La Figura 14 muestra la respuesta en dirección transversal de uno de los resortes P- y, representativos de la interacción suelo estructura, ubicado a 1.5 m de profundidad.

A modo ilustrativo, a continuación, en Figuras 15 y 16, se exponen las deformaciones máximas de ambos modelos para el sismo transversal, en donde puede apreciarse que la deformación del tramo superior de los pilotes aporta flexibilidad al sistema en comparación con la situación de empotramiento perfecto.

En relación con las respuestas sobre ambos casos de estudio, para el Sismo Mayor, la Ductilidad por Curvatura en columnas y el desplazamiento del tablero en el sentido transversal resultaron superiores que en el longitudinal. En este estudio resultó determinante la ductilidad por curvatura. De acuerdo con las prescripciones del Manual de Rehabilitación Sísmica de Puentes [1], dicha ductilidad por curvatura en columna del puente con pila empotrada supera el límite de prevención de colapso, correspondiéndole un nivel de desempeño de seguridad de vida (ND1), con lo cual se acusa un nivel de daño significativo con necesidad de reparaciones importantes para llevarlo al estado operacional. En el segundo caso, donde se considera la interacción suelo estructura, la ductilidad por curvatura se halla sobre el límite de serviciabilidad, con un nivel de desempeño definido como operacional (ND2), en el cual el daño es mínimo con requerimiento de reparaciones menores. Conforme a los resultados obtenidos, en el primer caso no se cumple con los requerimientos mínimos de desempeño para el sismo Mayor, puesto que por tratarse de un puente relativamente nuevo (VUR3) debe mantenerse operacional luego del evento sísmico (ND2), con daños permanentes mínimos. En el caso donde se considera la ISE, dicho requerimiento se cumple.

Se presentó una metodología de evaluación detallada mediante análisis dinámico no lineal de un puente típico en Argentina con consideración de la interacción suelo estructura, conforme al estado actual del conocimiento, partiendo desde la evaluación de la sismicidad del sitio de implantación de la obra hasta la determinación de su desempeño estructural.

Para el caso de estudio, en el cual la fundación de las pilas se constituye por pilotes que resultan ser prolongación de las columnas en el terreno, pudo establecerse la notable influencia que tiene en la respuesta sísmica considerar la interacción suelo estructura, dada la mayor flexibilidad que acusa la pila en tal situación con respecto al empotramiento perfecto. En primer lugar, se observó que en el modelo que incorpora la ISE se obtienen mayores deformaciones a nivel de tablero, debido a la flexibilidad que aporta el suelo. Por otro lado, el hecho de incorporar la no linealidad del suelo en la modelación tiene también un efecto disipador de energía, disminuyendo las demandas en las columnas. Estos resultados, demuestran la variabilidad en la respuesta que existe al considerar o no la interacción suelo estructura, llevando a cumplir el nivel de desempeño requerido, en contraposición a lo obtenido en situación de empotramiento perfecto.

^[1] Buckle, Ian; Friedland, Ian; Mander, John; Martin, Geoffrey; Nutt, Richard; Power, Maurice. “Seismic Retrofitting Manual for Highway Structures: Part 1 – Bridges”. Federal Highway Administration; Multidisciplinary Center for Earthquake Engineering Research, University at Buffalo, State University of New York, USA. 2006.

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[22] Reese L., Cox W., and Koop F. (1974). Analysis of laterally loaded piles in sand. Paper OTC 2080, Proc. Fifth Offshore Tech. Conf., Houston, TX.

El proyecto crea una serie de espacios verdes elevados que funcionan simultáneamente como barreras contra inundaciones y como nuevos espacios públicos para el vecindario del Lower East Side. Desarrollado bajo la dirección del Departamento de Diseño y Construcción de la Ciudad de Nueva York (NYCDDC) y diseñado por Bjarke Ingels Group (BIG), Mathews Nielsen Landscape Architects (MNLA), ONE Architecture & Urbanism, AKRF y los propios residentes del Lower East Side, el ESCR es una iniciativa de protección costera valuada en 1.450 millones de dólares, que se extiende desde las calles Montgomery hasta la 25 Este. Siguiendo la visión original de 2014 conocida como The BIG U —un sistema continuo de parques protectores y espacios públicos tras el paso del huracán Sandy—, el proyecto busca proteger a más de 110.000 neoyorquinos de futuras tormentas y mareas de tempestad.

Ubicado dentro de la planicie de inundación de 100 años, el ESCR integra muros de contención, compuertas deslizantes, taludes conectores y áreas de parque elevadas en un sistema protector continuo que resguarda infraestructura crítica, como una importante estación de bombeo, una subestación eléctrica que alimenta gran parte del Lower Manhattan, además de escuelas y bibliotecas. Más que una barrera, el ESCR es un modelo de cómo la infraestructura puede funcionar también como espacio público activo y accesible, reforzando la resiliencia mientras mejora la vida cotidiana.

Tras la finalización de la primera fase del ESCR en 2024, la renovación costera continúa con la reapertura de varias secciones principales del East River Park alrededor del Puente de Williamsburg. Elevado en promedio entre 2,40 y 2,70 metros para brindar protección vital contra inundaciones, el parque incorpora 600 nuevos árboles y más de 21.000 arbustos, pastos y plantas perennes, fortaleciendo la ribera y realzando su carácter ecológico. También se incluyen nuevas canchas de básquet y tenis, áreas de picnic y parrillas, un campo multiuso de césped, zonas verdes, áreas para exploración y juegos acuáticos, un nuevo anfiteatro, un malecón ampliado y dos puentes peatonales en las calles Delancey y Corlears Hook Park.

“Nuestros proyectos de resiliencia costera siguen generando mejores oportunidades recreativas al tiempo que protegen los espacios abiertos, esta vez con un nuevo anfiteatro, canchas de tenis y mejor acceso al parque gracias al nuevo puente Corlears Hook. Las nuevas áreas del East River Park también se conectan con el Muelle 42 al sur, y con las mejoras implementadas allí por NYC Parks y NYC EDC. Con casi 3.000 nuevos árboles que se plantarán en el parque y comunidades vecinas, East Side Coastal Resiliency está creando barrios más verdes, seguros y saludables para los neoyorquinos que más lo necesitan”, comenta Eduardo del Valle, comisionado interino del NYCDDC.

“Con la reapertura del East River Park, vemos la primera manifestación física de una visión de una década: un archipiélago de parques que forman un paisaje nuevo, elevado y ondulante —un ‘parkipélago’, si se quiere—. Cada isla verde está dedicada a un uso y carácter definidos por la comunidad. En lugar de separar la ciudad del río, diseñamos un espacio público que invita a acercarse con nuevas conexiones a través de la FDR, transformando la protección contra inundaciones en un tapiz de experiencias cotidianas. El resultado es una infraestructura que no solo protege, sino que también enriquece la costa de la ciudad. Resguarda, conecta e inspira: una prueba de que el futuro urbano puede ser seguro ante las inundaciones”, opina Bjarke Ingels, fundador y director creativo de BIG.

Centro de Educación Ambiental Solar One

En la intersección de la Calle 23 Este y la Avenida C se erige el nuevo Centro de Educación Ambiental Solar One, diseñado por BIG junto con la Corporación de Desarrollo Económico de la Ciudad de Nueva York (NYCEDC), Gilbane Building Company, TYLin (antes Silman), Cosentini Associates y MNLA, entre otros. Este edificio de 596 m², revestido en madera, reemplaza al antiguo Solar One, que durante el huracán Sandy se convirtió en un refugio vital al proporcionar energía solar a los residentes locales cuando falló la red eléctrica al sur de la Calle 34.

Hoy, el nuevo centro amplía la misión de Solar One, ofreciendo educación ambiental, capacitación y asistencia técnica en toda la ciudad, con aulas flexibles para programas educativos STEM (ciencia, tecnología, ingeniería y matemáticas) y eventos comunitarios.

Revestido con listones de madera certificada FSC, un techo completamente cubierto de paneles fotovoltaicos y un sistema de almacenamiento de energía en baterías, el edificio minimiza el uso de hormigón, empleándolo solo en la zona de inundación y utilizando acero liviano y reciclable en los niveles superiores.

Las aulas están elevadas a 5,80 metros sobre el nivel del mar, y los espacios de almacenamiento en planta baja cuentan con rejillas metálicas permeables que permiten el paso del agua en caso de tormentas. En el interior, ventanales de piso a techo enmarcan vistas panorámicas del East River, Brooklyn y Queens, mientras que el vidrio triple anti-reflejo y amigable con las aves reduce el ruido proveniente de la autopista FDR. Las aulas se conectan con una promenade de terrazas y jardines del ESCR, creando una experiencia educativa práctica junto al río.

El centro genera su propia energía mediante un sistema solar de 21 kW con almacenamiento en baterías, lo que le permite funcionar durante cortes eléctricos para apoyar a la comunidad. Vecino a 400 metros de nuevos muros y compuertas de protección, este planteo —en proceso de certificación LEED Silver— representa tanto un modelo de salvaguarda moderna contra inundaciones como una herramienta educativa para la adaptación climática.

Hacia un litoral continuo y resiliente

Las iniciativas de resiliencia se extienden hacia el sur, donde BIG también diseña el North/West Battery Park City Resiliency Project junto a Turner & EE Cruz Joint Venture, SCAPE Landscape Architecture y Arcadis, abarcando desde South Cove hasta North Moore Street en Tribeca. En conjunto, estos proyectos conformarán un frente costero continuo y resistente al clima, destinado a proteger el Lower Manhattan por generaciones.

FICHA TÉCNICA

Datos del Proyecto East Side Coastal Resiliency.
Nombre: East Side Coastal Resiliency.
Superficie: 6.477.000 m².
Ubicación: Nueva York, Estados Unidos.
Cliente: Ciudad de Nueva York | Departamento de Diseño y Construcción (NYCDDC).
Colaboradores: MNLA, ONE Architecture & Urbanism, AKRF & KSE, Arcadis, Jacobs, Hardesty Hanover, Siteworks, Wesler Cohen, Hazen & Sawyer, Pentagram, Hortus Environmental Design, FHI Studio, Starr Whitehouse, James Lima Planning + Development.
Equipo de BIG – East Side Coastal Resiliency.
Socios a cargo: Bjarke Ingels, Beat Schenk, Daniel Sundlin, Kai-Uwe Bergmann.
Director de Proyecto: Jeremy Alain Siegel.
Gerentes de Proyecto: Stephanie Hui, Andreas Buettner.
Arquitecta del Proyecto: Kate Cella.
Diseño: Autumn Visconti, Simon David, Nicole Passarella.
Dirección Técnica: Benjamin Caldwell, Margaret Tyrpa.

Datos del Proyecto Solar One Environmental Education Center.
Nombre: Solar One Environmental Education Center.
Superficie: 595 m².
Ubicación: Nueva York, Estados Unidos.
Cliente: Solar One, NYCEDC, Gilbane Building Company.
Colaboradores: TYLin, AKRF, Cosentini Associates, MNLA, KM Associates, Cerami Associates, HLB, Lerch Bates, CCI, Construction Specification Inc., Socotec.
Equipo de BIG – Solar One Environmental Education Center.
Socios a cargo: Bjarke Ingels, Daniel Sundlin, Douglass Alligood.
Gerente de Proyecto: Ryan Harvey.

La estructura se levantó durante el año 2025 en el simulador sísmico de la Universidad de San Diego, ubicado en Scripps Ranch. Financiado por la National Science Foundation (NSF), este centro es uno de los tres bancos de prueba sísmica más grandes del mundo y el único al aire libre. Capaz de mover construcciones en seis direcciones —traslacionales y rotacionales—, permite reproducir terremotos de manera sumamente realista.

Semanas después, humo y llamas salían de la ventana del noveno piso de un edificio en el citado solar. Los investigadores habían regresado para ensayar incendios y comprobar cómo un edificio previamente dañado por terremotos resistiría una carga de llama.

El ensayo se centró en un edificio de acero conformado en frío (CFS), un material liviano fabricado con un 60 a 70 % de acero reciclado. Actualmente, los códigos de construcción en EE.UU. limitan este tipo de estructuras a 20 metros (seis pisos) en zonas sísmicas, pero los investigadores buscan extender ese límite hasta 30 metros (diez pisos). Los resultados preliminares son alentadores: tras 18 pruebas sísmicas crecientes en intensidad, el sistema portante conservó su integridad y los elementos no estructurales continuaron siendo funcionales.

El CFS, además de liviano y fácil de manipular, abre la puerta a innovaciones como la construcción modular con paneles y perfiles prefabricados fuera de obra, que luego se ensamblan en el sitio como piezas del popular LEGO. Esto reduce tiempos, desperdicios y mejora la precisión.

El proyecto también aprovechó una mejora clave del simulador: una inversión de 17 millones de dólares que le dio seis grados de libertad. Según los investigadores, esto marcó un antes y un después en la ingeniería sísmica, ya que permite estudiar respuestas torsionales propias de edificios altos y generar datos que servirán para actualizar normativas de construcción.

Tras los ensayos sísmicos, el equipo probó incendios en los pisos sexto y noveno. Se buscó analizar cómo las altas temperaturas afectan a las capas de yeso que protegen la estructura metálica una vez dañada.

“La interacción entre ingeniería estructural e ingeniería contra incendios es esencial para comprender la resiliencia real de un edificio”, señaló el profesor Richard Emberley, de Cal Poly San Luis Obispo.

Los investigadores destacan que este tipo de avances no serían posibles sin el financiamiento federal, que además sostiene la formación de estudiantes de grado y posgrado. Los resultados obtenidos ya han influido en cambios normativos locales que aumentan la seguridad frente a futuros terremotos.

El proyecto contempla una intervención integral orientada a incrementar en un 65 % la capacidad operativa del aeropuerto, consolidando su posición entre los principales del interior del país y reforzando su rol como nodo aéreo del norte argentino. De esta forma, se está llevando adelante la transformación completa del edificio central, con la incorporación de 6.960 m² que elevarán la superficie total de la terminal a 16.000 m², junto con la refuncionalización de los sectores existentes.

Los avances comprenden áreas clave como el nuevo hall principal de check-in, la sala de embarque doméstico en el nivel superior y los espacios técnicos asociados a la operación aeroportuaria. Se completó la demolición del sector comprendido entre los ejes 7 y 13 —equivalente a 3.900 m²—, se finalizaron las fundaciones del núcleo central y la estructura metálica registra un progreso del 70 %, mientras continúa la demolición entre los ejes 1 y 7.

Las obras permitirán operar de manera simultánea cuatro vuelos de cabotaje y dos internacionales, optimizando los tiempos de conexión, los procesos de control y las áreas de embarque y arribo.

De forma paralela se suceden las obras complementarias: un portal de acceso renovado, una subestación eléctrica, una caseta de medición, una sala de cisternas para la red contra incendios y un moderno sistema de agua potable. Estos componentes son esenciales para garantizar una operación eficiente, segura y alineada con estándares internacionales, y se prevé su finalización en el segundo semestre del año 2026.

El plan incluye, además, la modernización de la infraestructura destinada a los pasajeros, con nuevas puertas de embarque nacionales e internacionales, una sala VIP para vuelos domésticos, la ampliación del sector de Migraciones en arribos y nuevos espacios comerciales que mejorarán la calidad del servicio. Ya se encuentran operativos el edificio de correo, el puesto fijo de seguridad aeroportuaria, el check-in provisorio y las oficinas transitorias desarrolladas durante la primera fase.

Una parte significativa del equipamiento técnico ya fue adquirida: grupos electrógenos, sistemas de climatización, revestimientos de granito, centrales de detección de incendios, cañerías y los cañeros primarios de energía.

El aeropuerto de Salta se mantiene entre los diez de mayor movimiento del país. Entre enero y octubre circularon 1.187.439 pasajeros (1.117.541 en vuelos domésticos y 69.898 en internacionales), lo que representa un incremento del 10,92 % respecto del mismo período de 2024, cuando se registraron 1.070.538. Durante ese año, el total anual llegó a 1.320.964 pasajeros.

Con una oferta creciente de vuelos nacionales e internacionales, incluidas nuevas rutas hacia Panamá y Florianópolis, la terminal fortalece su posición estratégica en la región. Estas obras permitirán acompañar el aumento de la demanda, mejorar la competitividad del destino y potenciar la actividad económica vinculada al turismo, los servicios y la inversión privada.

Empresa contratista de la obra: PROCON SRL.
Ingeniería estructural: 3D INGENERÍA SA.

Fuente: Gobierno de la provincia de Salta.