CARACTERIZACIÓN FÍSICO MECÁNICA DE LA MADERA DE ÁLAMO DEL SUR DE LA PROVINCIA DE MENDOZA, PARA LA FABRICACIÓN DE ELEMENTOS ESTRUCTURALES MULTILAMINADOS ENCOLADOS

Bassotti, Ricardo⁽¹⁾; Bay, Cristian⁽²⁾; Reviglio, Hugo⁽²⁾; Genovese, Felipe⁽³⁾
Ingenieros Civiles
⁽¹⁾ Profesor Titular; ⁽²⁾ Profesor Adjunto; ⁽³⁾ Profesor Asociado
Universidad Tecnológica Nacional – Facultad Regional San Rafael
Av. Urquiza 314 – San Rafael, Mendoza, Argentina
rbassotti@frsr.utn.edu.ar ; cbay@baygonzalez.com.ar

El uso de las variedades forestales de álamo implantadas en el sur de la Provincia de Mendoza, es en general para la industria alimenticia, para la industria de la construcción y algunos muebles sencillos en carpintería para el hogar. La particularidad es que no se realiza una correcta trazabilidad de cada una de las especies forestales, comercializándose la misma sin la correspondiente identificación de su origen. Con el propósito de poder utilizar la madera de álamo con fines estructurales y en particular poder realizar elementos de madera multilaminada encolada, se realiza la caracterización mecánica de la madera, utilizando para tal fin secciones transversales tipo tablas y una comprobación de las propiedades por medio de alfajías. Se aplican las determinaciones de los valores característicos del Módulo Resistente (MOR), el Módulo de Elasticidad Global (MOE) y la Densidad, según lo establecido en las Normas IRAM 9663 y 9664. Se disponen elementos multilaminados de sección transversal rectangular y se presentan los resultados obtenidos de MOR, MOE y Densidad, de una muestra de sesenta vigas ensayadas a flexión.

Using varieties of poplar forest implanted in southern Mendoza Province, in Argentine Republic, is generally for the food industry, construction industry, and some simple home furniture. The peculiarity is that is not performed a correct traceability of each tree species and are marketed it without proper identification of its origin. In order to be able to use poplar wood for structural purposes and in particular to make glued laminated timbers elements, the mechanical characterization of wood is performed, using for this purpose tables and then checking the properties via rafters Determinations of the characteristic values Resistant Module (MOR), the Global Modulus of Elasticity (MOE) and the Density, as established in the 9663 and 9664 Standards IRAM, are performed. Multilayered elements of rectangular cross section are performed, and the results of MOR, MOE and Density are presented, for a sixty sample beams tested at bending.

El uso que se da a las variedades forestales de álamo implantadas en el sur de la Provincia de Mendoza (en los departamento de San Rafael, General Alvear y Malargüe), que en general se limitan a los clones Populus nigra cv italica (álamo criollo) y el Populus x canadensis I-214 y Guardi, es habitualmente para la construcción de cajones utilizados para el transporte de frutas y hortalizas; bandejas empleadas para el secado de diversas frutas, como ciruelas, duraznos y peras, en la industria alimentaria; para puntales y armado de tableros usados como encofrados en la industria de la construcción y para puertas, ventanas y algunos muebles sencillos en carpintería para el hogar.

La particularidad en la comercialización de este tipo de madera es que no se realiza una correcta trazabilidad de cada una de las especies forestales, y se ofrece en el comercio con una sola denominación de “madera de álamo”, sin ningún tipo de identificación respecto del origen ni el clon.

Con el propósito de que se pueda utilizar la madera de álamo con fines estructurales, tanto utilizando secciones transversales de madera aserrada como así también poder realizar elementos de madera multilaminada encolada, se realiza el estudio para la determinación de las propiedades mecánicas y la densidad. Con respecto a las propiedades mecánicas se determinan la Resistencia a la Flexión, que se identifica con la sigla MOR y el módulo de Elasticidad, que se identifica con la sigla MOE.

Se lleva a cabo el estudio inicial con secciones transversales aserradas en forma de tablas (125 mm de ancho por 25 mm de altura) y se contrastan los valores resultantes para las tablas con datos obtenidos de secciones aserradas en forma de alfajías (50 mm de ancho por 75 mm de altura), los cuales se repiten con un intervalo de tiempo de 7 años.

También se realiza el estudio de las propiedades mecánicas y la densidad de elementos multilaminados encolados de sección transversal rectangular de 50 mm de ancho por 100 mm de altura, ejecutados con tablas de madera de álamo de la mejor clase, clasificada de manera visual.

Secciones aserradas con sección transversal en forma de tablas

Se desarrolla el estudio a un grupo de 160 probetas de madera aserrada de sección transversal aproximada de 125 mm de ancho y 25 mm de altura y una longitud de 500 mm. Las mismas se obtienen en aserraderos de la ciudad de San Rafael. Los ensayos se realizan siguiendo las directivas establecidas en las normas IRAM 9664 – Madera Estructural – Determinación de los valores característicos de las propiedades mecánicas y la densidad e IRAM 9663 – Estructuras de Madera – Madera aserrada y madera laminada encolada para uso estructural – Determinación de algunas propiedades físicas y mecánicas.

Previo a la realización de los ensayos a flexión de las probetas, que se realizan hasta alcanzar la rotura, se caracteriza cada una de ellas, llevando a cabo una serie de mediciones y determinaciones, siendo las más significativas las correspondientes a la medición de la sección transversal promedio, la observación de la presencia o no de médula y la medición de la ubicación y las dimensiones de los nudos, a fin de determinar la nudosidad. En los nudos individuales, se calcula la nudosidad como el cociente entre la medida del nudo mayor y el ancho de la superficie en la cual se manifiesta. La medida del nudo se expresa como la distancia entre las tangentes a él que sean paralelas al eje de la pieza. Si un mismo nudo se manifiesta en distintas superficies de la pieza, la nudosidad se calcula en forma independiente en cada una de ellas. En los nudos de arista, la nudosidad se expresa como el menor valor de los correspondientes a las dos superficies donde se manifiesta.

La determinación de la resistencia a flexión (MOR) se efectúa para cada una de las probetas y posteriormente se realiza un ajuste para una altura de referencia de 150 mm, según se establece en la norma IRAM 9664. Los valores obtenidos no deben ser corregidos por el contenido de humedad.

La probeta se debe cargar en flexión sobre dos puntos simétricos separados una distancia igual a 6 veces la altura, en los tercios centrales, con una longitud total entre apoyos igual a 18 veces la altura. La probeta debe quedar simplemente apoyada y la carga se debe aplicar con una velocidad constante de avance del cabezal de carga que no debe superar los (0,003 de la altura) mm/s. El valor de la resistencia a flexión debe corregirse a un canto de referencia de 150 mm, dividiendo por

donde:
d = canto o altura de la probeta de ensayo

La determinación del módulo de elasticidad según lo establecido en la norma IRAM 9663 se puede disponer de manera local o global. Se determina para cada una de las probetas y se realiza una corrección en función del contenido de humedad, según lo establecido en la norma IRAM 9664.

Para el caso de la determinación del módulo de elasticidad local se ensaya una probeta de longitud entre apoyos de 18 veces la altura, con aplicación de las cargas en dos puntos simétricos en los tercios centrales. El cabezal de carga se aplica con una velocidad constante que no debe superar los (0,003 d) mm/s. La carga máxima que se aplique no debe superar el 0,4 Pmáx y no debe dañar la probeta, siendo el valor de Pmáx el valor máximo estimado de resistencia de la probeta. Debe tomarse como deformación la media de las mediciones en ambas caras en el eje neutro, y debe medirse en el punto medio de un segmento de longitud igual a 5 (cinco) veces la altura de la probeta, en el tramo central. La expresión de cálculo es la siguiente:

donde:
(P₂ – P₁) = el incremento de carga en Newtons en la recta de regresión con un coeficiente de correlación de 0,99 o mejor
(w₂ – w₁) = el incremento de deformación en milímetros correspondiente a P₂ – P₁
a = distancia entre un punto de carga y el apoyo más próximo
l ₁ = longitud base de medida utilizada para la determinación del módulo de elasticidad longitudinal, en milímetros
I = momento de inercia en milímetros elevados a la cuarta potencia

Para la determinación del módulo de elasticidad global, el ensayo se realiza con las mismas características que para el caso del módulo de elasticidad local, efectuándose la medición de la deformación en el centro de la luz y en el centro del borde traccionado. Si se mide en el eje neutro debe tomarse la dimensión de las mediciones realizadas en ambas caras de las probetas. La expresión de cálculo es la siguiente:

donde:
(P2  P1) = el incremento de carga en Newtons en la recta de regresión con un coeficiente de correlación de 0,99 o mejor
(w2  w1) = el incremento de deformación en milímetros correspondiente a P2 – P1
a = distancia entre un punto de carga y el apoyo más próximo
l = luz en flexión, en milímetros
b = ancho de la sección transversal en un ensayo de flexión, en milímetros
d = altura de la sección en los ensayos de flexión, en milímetros

Se determina el contenido de humedad de cada una de las muestras ensayadas según lo establecido en la Norma IRAM 9532 – Maderas. Método de determinación de la humedad, y se corrigen los valores del módulo de elasticidad según lo establecido en la norma IRAM 9664 de la siguiente manera; las probetas cuyo contenido de humedad esté comprendido entre el 8% y el 18% deben ajustarse al 12%. Las probetas cuyo contenido de humedad sea mayor del 18% deben corregirse desde un contenido de humedad del 18% y no desde su contenido de humedad real. Para el módulo de elasticidad la corrección será del 1% por cada variación del 1% del contenido de humedad. Las correcciones deben realizarse de forma que las propiedades aumenten si los datos se corrigen desde un contenido de humedad mayor y viceversa.

La determinación de la densidad se aplica para cada una de las probetas, utilizando un trozo de la misma próximo al tramo central. Luego se realiza una corrección en función del contenido de humedad y según lo establecido en la norma IRAM 9664, que establece que cuando el contenido de humedad sea menor del 12% la densidad debe aumentarse un 0,5% por cada 1% de variación del contenido de humedad y viceversa.

Se presentan los resultados obtenidos de resistencia a flexión, módulo de elasticidad y densidad en forma de tablas, incluyéndose los valores mínimo, medio y máximo, corregidos, la desviación estándar, el coeficiente de variación (COV) y el valor característico 5% (VC 5%), de las distintas muestras.

En la Tabla 1 se incluyen los resultados de 160 probetas y en la Tabla 2 los resultados de todas las probetas que no presentaron presencia de médula, que alcanzaron el número de 66 probetas.

Se realiza la determinación de la nudosidad de cada una de las probetas y se clasifican los resultados para los valores de nudosidad inferiores a 1/3 y sin presencia de médula, y los comprendidos entre valores de 1/3 y 2/3 de nudosidad, sin importar la presencia o no de médula. Por similitud a la clasificación establecida en la Normas IRAM 9662-4, Madera laminada encolada estructural – Clasificación visual de las tablas por resistencia – Parte 4: Tablas de álamo, se define a las probetas sin médula y nudosidad inferior a 1/3 como Clase 1 y las probetas con nudosidad mayor a 1/3 y menor a 2/3, como Clase 2, aceptándose la presencia de médula. Se presentan en Tabla 3 los valores de Clase 1 (66 probetas) y en Tabla 4 los resultados obtenidos para probetas de Clase 2 (52 probetas).

Se observa que los valores mayores de resistencia a la flexión y densidad (VC 5%) y del módulo de elasticidad (Medio), se obtienen para el caso de las probetas Clase 1.

Secciones aserradas con sección transversal en forma de alfajías

Se realiza el estudio a un grupo de 60 probetas de madera aserrada de sección transversal aproximada de 50 mm de ancho y 75 mm de altura y una longitud de 1.500 mm. Al igual que para el caso de las tablas las probetas se obtienen en aserraderos de la ciudad de San Rafael. Los ensayos se desarrollan siguiendo las especificaciones indicadas en las normas, según lo detallado en el artículo anterior.

A diferencia de la determinación realizada para las secciones transversales en forma de tablas, se determina en este caso el módulo de elasticidad local, para establecer la relación entre el módulo de elasticidad global y el módulo de elasticidad local.

Se presentan en la Tabla 5 los resultados obtenidos para todas las probetas y en la Tabla 6 los resultados para las probetas que no presentan presencia de médula:

Se presentan los resultados obtenidos para probetas Clase 1 en Tabla 7 y para probetas Clase 2 en Tabla 8.

Se observa que los mayores valores de resistencia a la flexión, módulo de elasticidad y densidad son para el caso de probetas Clase 1.

Para el caso particular de probetas de Clase 1 la relación entre el módulo de elasticidad global (obtenido para las tablas) respecto del módulo de elasticidad local (obtenido para las alfajías) alcanza un valor de 0,88 (8372 N/mm²/9560 N/mm²).

Se desarrolla el ensayo de un nuevo grupo de probetas aserradas con forma de alfajías de 43 mm de ancho, en promedio, y 68 mm de altura, en promedio. Las probetas se han obtenido en distintos proveedores y con una diferencia de tiempo de las anteriores de 7 años. Se determinan el módulo resistente a flexión, el módulo de elasticidad global y la densidad. Los resultados de todas las probetas se muestran en Tabla 9 y los de las probetas sin médula en Tabla 10.

Se observa la similitud entre los resultados debido a que la mayoría de las probetas no presentaban presencia de médula. Los resultados obtenidos para probetas Clase 1 se observan en Tabla 11 y para probetas Clase 2 en Tabla 12.

Secciones multilaminadas encoladas

Se compone un grupo de sesenta (60) probetas de madera multilaminada encolada de sección transversal rectangular de aproximadamente 50 mm de ancho y 100 mm de altura y 2.000 mm de longitud. Las probetas se elaboran en un establecimiento industrial que confecciona habitualmente elementos multilaminados con madera de pino, de la ciudad de San Rafael.

Se utilizan para cada una de las probetas cuatro tablas de aproximadamente 25 mm de espesor y 50 mm de ancho, cuidando que las dos tablas de los cuartos exteriores no presenten nudos o tengan una nudosidad menor que 1/3 y los nudos de las tablas de los dos cuartos interiores presenten una nudosidad menor que 2/3, para obtener un producto de Grado 1, según se establece en la norma IRAM 9660-1. En la Figura 1 se muestra un grupo de los elementos elaborados.

Se llevan a cabo los ensayos según las especificaciones establecidas en las normas respectivas, según se detalló anteriormente. En la Figura 2 se observa el dispositivo de ensayo utilizado.

Los valores de los resultados obtenidos durante los ensayos correspondientes a la resistencia a flexión, módulo de elasticidad global y densidad se presentan en la Tabla 13.

Tabla 13. – Todas las probetas – Laminado encolado.

Se determina la humedad de todas las probetas para aplicar las correcciones correspondientes del MOE y la Densidad, resultando un valor promedio para todas las probetas y para el momento del ensayo del 9%.

Se crea una tabla comparativa para cada una de las variables: resistencia a flexión, módulo de elasticidad y densidad, en las cuales se incluyen los valores obtenidos para tablas, alfajías y secciones multilaminadas. Los valores de tablas y alfajías se incluyen solamente los obtenidos para probetas Clase 1, pretendiendo hacer una comparación de elementos de la misma clase. Los valores se presentan en las Tablas N° 14, 15 y 16.

Con respecto a la resistencia a flexión se observa que los valores del VC 5% para el caso de las tablas y las alfajías dan valores muy similares siendo la diferencia entre los mismos del 4%. Con respecto al valor correspondiente a las secciones multilaminadas encoladas se aprecia una disminución en el valor de aproximadamente un 21%. La dispersión de los valores es similar para todos los casos.

Con respecto a la resistencia a flexión se observa que los valores del VC 5% para el caso de las tablas y las alfajías dan valores muy similares siendo la diferencia entre los mismos del 4%. Con respecto al valor correspondiente a las secciones multilaminadas encoladas se aprecia una disminución en el valor de aproximadamente un 21%. La dispersión de los valores es similar para todos los casos.

En los valores medios del módulo de elasticidad global, se observa una mejora del valor de las secciones multilaminadas respecto de los valores de las tablas, pero no así respecto del valor de las alfajías. La dispersión de los valores es mucho menor para el caso de las secciones multilaminadas encoladas.

Para el caso de la densidad los valores de tablas y alfajías son similares (varían un 2%) mientras que para el caso del laminado da un valor 19% mayor. Aunque en general los valores de dispersión son menores que los obtenidos para la determinación de las propiedades mecánicas, se puede apreciar un valor mucho menor para el caso de las secciones multilaminadas.

Se observa de las Tablas 8 y 12, que el valor VC 5% de la resistencia a flexión para alfajías de Clase 2, presentan una diferencia del 90%, por lo que habría que analizar con mayor detalle esta situación, continuando con los ensayos de un mayor grupo de probetas.

Se presentan en las Figuras 3, 4 y 5, la relación entre los valores de resistencia a la flexión (MOR) y módulo de elasticidad (MOE) para todos los resultados obtenidos, de tablas, alfajías y laminados, respectivamente, solamente para Clase 1.

Se destaca que la resistencia a flexión aumenta a medida que aumenta el módulo de elasticidad para cualquiera de los casos, con relaciones similares para los casos de tablas y alfajías, observando un aumento menor del MOR al incrementarse el valor del MOE, para el caso de los elementos multilaminados encolados.

Se presentan en Figura 6 y 7 la variación de los valores de MOR en relación a la nudosidad para el caso de tablas y alfajías. Se observa que la resistencia muestra una tasa de decrecimiento mayor para el caso de los resultados obtenidos para las alfajías.

Se ensayan una serie de 160 probetas de sección transversal de 25 mm de espesor y 125 mm de ancho como valor nominal, 60 probetas de sección transversal de 50 mm de ancho y 75 mm de altura, y se repiten los ensayos 7 años después con esa misma sección transversal en 50 probetas y posteriormente una serie de 60 probetas de sección rectangular de 50 mm de ancho y 100 mm de altura, de madera multilaminada encolada, todas de álamo, de las cuales no se conoce en detalle el clon correspondiente ni la procedencia de su origen de cultivo, las cuales se han obtenido de distintos aserraderos de la ciudad de San Rafael, provincia de Mendoza.

En función de los resultados obtenidos se deducen una serie de consideraciones que se detallan a continuación.

Los valores VC 5% de la resistencia a flexión de tablas y alfajías de Clase 1, son similares. El valor obtenido para las secciones multilaminadas encoladas también de Grado 1, da un resultado menor de aproximadamente 78% del valor promedio de la resistencia de tablas y alfajías.

El valor medio del módulo de elasticidad global de los elementos laminados alcanza un valor similar al del módulo de elasticidad global promedio de las tablas y alfajías, resultando un 19% mayor que el valor de las tablas.

El valor medio del módulo de elasticidad global de las tablas da un 75% del valor medio de los ensayos nuevos de alfajías, lo cual debiera ser contrastado con una nueva serie de ensayos.

El valor característico 5% de densidad para tablas y alfajías, presenta valores similares, notando un aumento del 23% para el caso de los elementos laminados, con una baja dispersión de los mismos.

El incremento del valor del MOR a medida que aumenta el valor del MOE es mucho más acentuado para el caso de tablas y alfajías, y para el caso de las secciones laminadas encoladas la variación es mucho menor.

El aumento en el valor de la nudosidad produce una disminución del valor del MOR para los casos de tablas y alfajías. Para el caso del laminado encolado no se puede realizar esa comparación ya que los elementos fueron elaborados con tablas sin nudos.

A la Universidad Tecnológica Nacional por el apoyo dado para el desarrollo del proyecto de investigación. Al Secretario de Ciencia y Tecnología de la Facultad Regional San Rafael, Ing. Felipe Genovese, por el soporte de financiamiento necesario para acceder al equipamiento y el apoyo para llevar a cabo el proyecto de investigación.

A los alumnos becarios de Ingeniería Civil, Florencia Prósperi, Adelina Serrano y Nicolás Cortizo, por su colaboración en la faz experimental y el procesamiento de la información, que hicieron posible el desarrollo experimental del proyecto.

Instituto Argentino de Normalización y Certificación. (1963). Norma IRAM 9532. Maderas. Método de determinación de la humedad.

Instituto Argentino de Normalización y Certificación. (2006). Norma IRAM 9660-1. Madera laminada encolada estructural. Parte 1: Clases de resistencia y requisitos de fabricación y control.

Instituto Argentino de Normalización y Certificación. (2006). Norma IRAM 9660-2. Madera laminada encolada estructural. Parte 2: Métodos de ensayo.

Instituto Argentino de Normalización y Certificación. (2006). Norma IRAM 9662-1. Madera laminada encolada estructural. Clasificación visual de las tablas por resistencia. Parte 1: Tablas de pino Paraná (Araucaria angustifolia).

Instituto Argentino de Normalización y Certificación. (2006). Norma IRAM 9662-2. Madera laminada encolada estructural. Clasificación visual de las tablas por resistencia. Parte 2: Tablas de eucalipto (Eucalyptus grandis).

Instituto Argentino de Normalización y Certificación. (2006). Norma IRAM 9662-3. Madera laminada encolada estructural. Clasificación visual de las tablas por resistencia. Parte 3: Tablas de pino taeda y ellioti (Pinus taeda y elliottii).

Instituto Argentino de Normalización y Certificación. (En estudio). Norma IRAM 9662-4. Madera laminada encolada estructural. Clasificación visual de las tablas por resistencia. Parte 4: Tablas de álamo (Populus deltoides).

Instituto Argentino de Normalización y Certificación. (2011). Norma IRAM 9663. Estructuras de madera. Madera aserrada y madera laminada encolada para uso estructural. Determinación de algunas propiedades físicas y mecánicas.

Instituto Argentino de Normalización y Certificación. (2011). Norma IRAM 9664. Madera estructural. Determinación de los valores característicos de las propiedades mecánicas y la densidad.

ALGUNOS ASPECTOS RELEVANTES EN EL DISEÑO Y CONSTRUCCIÓN DE BASES AISLADAS PARA MOLINOS AEROGENERADORES

Ing. Hugo Donini⁽¹⁾ – Ing. Rodolfo Orler⁽²⁾

⁽¹⁾ Ingeniero Civil e Hidráulico. Investigador y docente de las Cátedras de Hormigón I, Hormigón II y Puertos y Vías Navegables, y Auxiliar de la Cátedra Programación Básica y Métodos Numéricos de la Carrera de Ingeniería Civil de la U.N.P.S.J.B. (Sede Trelew). Miembro Plenario de la Asociación de Ingenieros Estructurales. E-mail: hugo.donini@gmail.com.

⁽²⁾ Ingeniero en Construcciones. Director de la Unidad Ejecutora Provincial – S.C.O.M.C. Chubut. Investigador y profesor Adjunto de la Cátedra de Hormigón I y Hormigón II, y Jefe de Trabajos Prácticos de la Cátedra de Construcciones Metálicas y en Madera de la Carrera de Ingeniería Civil de la U.N.P.S.J.B. (Sede Trelew). Ex – Docente Jefe de Trabajos Prácticos Cátedras de Hormigón I y Hormigón II. Facultad de Ingeniería – Universidad Nacional del Comahue – Neuquén. Miembro Plenario de la Asociación de Ingenieros Estructurales.

Autores del libro “Introducción al Cálculo de Hormigón Estructural” Ed. Nobuko 2º Edición – ISBN 978-987-584-362-2.

El presente trabajo expone algunos aspectos relevantes en el diseño y construcción de bases aisladas para molinos aerogeneradores. Se indican criterios de diseño y tareas en la etapa constructiva. Se desarrolla un análisis de la geometría y su incidencia en las variables de diseño, evaluando presiones, armadura requerida, rigidez rotacional, fatiga de materiales, entre otras. Finalmente, se extraen conclusiones referidas a las gráficas obtenidas y tareas relacionadas con la construcción.

This paper presents some relevant aspects in the design and construction of foundations for wind turbines. Design criteria are exposed and tasks in the construction stage. It develops an analysis of the geometry and its impact on the design variables, evaluating pressures, steel required, rotational stiffness, fatigue of materials, among others. Finally, conclusions are drawn regarding the graphs obtained and construction-related tasks.

En materia eólica, la potencia instalada existente en el país aumentó de 26,5 MW en 2003 a 141,8 MW en 2012, un incremento del 435%³. Las bases superficiales son una tipología usual en la fundación de molinos eólicos para suelos con adecuada capacidad portante. El presente trabajo procura abordar los aspectos más relevantes relacionados con el diseño y la ejecución de bases aisladas de hormigón armado para este tipo de estructuras, teniendo en cuenta las obras de la provincia del Chubut.

Los principales pasos a seguir en el diseño resistente de la fundación se pueden sintetizar en la Figura 1.

Geometría en planta

La geometría en planta de las bases aisladas resulta un aspecto importante al momento de definir el diseño de las mismas, presentándose distintas variantes. Las bases de sección circular permiten absorber de manera más adecuada el cambio de dirección de los esfuerzos transmitidos por los molinos eólicos, pero presentan en contrapartida dificultades para el encofrado y colocación de las barras. Las armaduras se ubican usualmente en dirección radial y circunferencial (Figura 2). Como alternativa, es posible efectuar un armado ortogonal para simplificar el trazado de las mismas (Figura 3).

Las fundaciones de sección cuadrada son más sencillas de encofrar y tienen armaduras inferiores dispuestas en dos direcciones ortogonales. Para el caso de insertos metálicos, la armadura superior se coloca radialmente atravesando el mismo, mientras que el resto coincide en dirección con la inferior (Figura 4).

Las bases octogonales resultan una alternativa a las de sección circular, puesto que presentan un armado y encofrado de mayor simplicidad (Figura 5).

Sección transversal

La sección transversal de este tipo de bases puede ser de espesor constante o variable. La sección de espesor variable permite optimizar la rigidez con una mayor altura en la zona que rodea al fuste del molino, procurando una mayor resistencia al punzonado y al corte. Sin embargo, es necesario tener especial precaución al momento de calcular las secciones críticas para dichos esfuerzos según la alternativa seleccionada, como se desarrollará posteriormente. El espesor y la forma transversal de la base dependen también del medio de unión con el aerogenerador. Existen básicamente tres métodos de vinculación:

1. Inserto anular embebido: consiste en un anillo metálico de una pieza que debe ser colocada y nivelada previamente al hormigonado de la base. El anillo cuenta con una brida inferior y otra superior, y un mecanismo de ajuste para su nivelación, con una desviación máxima permitida respecto del plano horizontal del orden de ± 4 mm. La brida superior es la que vincula a la base con el fuste del molino. La brida inferior es la encargada de transmitir los esfuerzos de flexión, corte y punzonado a la base. Entre las bridas existe una serie de orificios por los que pasa la armadura longitudinal superior. (Figura 6 a).
2. Adaptador de acero con pernos a presión: es un adaptador cilíndrico compuesto por una serie de pernos fijos a una brida inferior. En algunos casos la brida inferior se coloca por encima de la armadura y otras por debajo. Es común observar un incremento del espesor de la base en la zona central por debajo del adaptador (Figura 6 b).
3. Adaptador de acero con pernos a presión con pedestal: consiste en una serie de pernos de anclaje con una brida inferior pero con un pedestal con una altura superior al de las alternativas anteriores (Figura 6 c).

1. Verificación de tensiones admisibles en el suelo
Las bases de aerogeneradores se encuentran sometidas a fuertes momentos flectores, lo que origina diagramas triangulares de presiones, desaprovechando la superficie de apoyo sobre el suelo. Según la referencia 1, es posible calcular la capacidad resistente del suelo de una fundación circular en función del área efectiva A_eff de forma elíptica, según la expresión ⁽¹⁾.

donde e es la excentricidad del centro de aplicación de cargas medida respecto del centro de la base y R es el radio de la circunferencia de la base.

El eje mayor l_e y el menor b_e de la elipse se calculan con las ecuaciones (2) y (3).

El área efectiva puede ser representada por un rectángulo equivalente de las siguientes dimensiones:

La mencionada publicación establece que el diagrama de presiones tiene la misma forma para el caso de polígonos con doble simetría (octógonos, por ejemplo), si se los inscribe por dentro de la circunferencia equivalente (Figura 7). También es posible calcular la presión sobre el suelo bajo la condición de un diagrama triangular según los lineamientos expuestos en la referencia 4 (Figura 8).

2. Verificación al volcamiento
La verificación al volcamiento es uno de los principales aspectos a evaluar en el diseño de las bases para molinos eólicos. Los datos mínimos requeridos para esta verificación son:
– Lado de la base (b)
– Atura del fuste (h_f)
– Altura del anillo respecto del fuste de hormigón (h_f1)
– Diámetro del fuste (c)
– Altura máxima (en caso de elegir una sección de espesor variable) (h)
– Altura mínima o de talón (h₁)
– Altura del suelo sobre la base junto al fuste
– Volumen del terreno
– Densidad del suelo
– Peso propio de la base, incluido el fuste (D_c)
– Peso propio del suelo de relleno, descontando el fuste (D_s)
– Fuerza axil de servicio transmitida por el molino (F_z)
– Fuerza horizontal de servicio transmitida por el molino (F_x)
– Momento flector de servicio transmitido por el molino (M_y)

La verificación al volcamiento se efectúa considerando el momento flector total externo M_e de la forma:

donde: D_T = D_c + D_s, R = b / 2 y ϒ_v ≥ 1,8. Para el cálculo del peso propio D_c de una base de sección circular y del suelo D_s (descontando el fuste h_f1), pueden utilizarse las siguientes expresiones:

3. Verificación al deslizamiento

con ϒ_d ≥ 1,5 y Φ el ángulo de fricción interna del suelo. A su vez, la referencia 1 indica que las fundaciones sujetas a cargas horizontales deben verificar para condiciones drenadas la ecuación (11):

con c el coeficiente de cohesión del suelo. Para condiciones no drenadas en arcillas, debe verificarse:

Adicionalmente, debe constatarse:

4. Verificación a fisuración

Según la referencia 1, es posible calcular el ancho de fisura w en mm según la expresión (14):

Para el cálculo de las cargas externas, suele utilizarse el 60% de las máximas cargas operativas de los aerogeneradores. Los parámetros α, φ_b y ϒ se obtienen por iteraciones de:

A_s = sección de armadura

M = momento flector de servicio

El valor calculado de w debe estar comprendido en un intervalo de 0,2-0,3 mm.

Para condiciones de exposición más severas entre 0,1-0,2 mm.

5. Verificación a fatiga de los materiales

El cálculo a fatiga de los materiales que componen el hormigón de las bases suele efectuarse mediante el Model Code CEB-FIP 90 (artículo 6.7.3). El procedimiento simplificado es aplicable a estructuras sometidas a no más de 10⁸ ciclos. Los esfuerzos a considerar son los momentos no mayorados y generados por la acción del viento, el peso propio de la base y el peso del suelo.

5.1 Acero

Se verifican los requerimientos a fatiga si el intervalo de tensiones máximas calculadas, maxΔσ_Ss, para una combinación frecuente de estados de carga satisface la expresión (17).

donde Δσ_Rsk es la resistencia característica a fatiga para 10⁸ ciclos que surge de la Tabla 6.7.1 del Model Code CEB-FIP 90 (Tabla 1).

Considerando los diámetros usuales utilizados en las bases de molinos eólicos y el número de ciclos, se utiliza comúnmente un valor de Δσ_Rsk de 95 MPa. La verificación a fatiga debe efectuarse tanto para las armaduras a flexión como para las de punzonado.

5.2 Hormigón

No es necesario llevar a cabo un cálculo a fatiga más preciso si se verifican las siguientes expresiones para las tensiones de compresión σ_c,máx y de tracción σ_ct,máx bajo combinaciones frecuentes de estados de carga.

5.2.1. Compresión

donde η_c es el factor promedio que considera el gradiente de tensiones.

con:

|σ_c1| = la menor tensión de compresión en valor absoluto medida a una distancia no mayor a 300 mm de la superficie sometida a combinaciones de carga frecuentes.

|σ_c2| = la mayor tensión de compresión en valor absoluto medida a una distancia no mayor a 300 mm de la superficie sometida a la misma combinación de estados de carga que |σ_c1|.

En general, teniendo en cuenta la altura total de las bases a las que se hace referencia, es posible simplificar el cálculo haciendo al coeficiente η_c =1.

s = coeficiente que depende del tipo de cemento. s = 0,25 para cementos normales.
t = edad en días. Para considerar el caso más desfavorable t → ∞.

5.2.2. Tracción

Un aspecto importante es considerar que en los cálculos anteriores, la resistencia característica del hormigón según CIRSOC 201/05 corresponde a un cuantil del 10%, mientras el Model Code CEB-FIP 90 utiliza un cuantil del 5% (Art. 2.1.3.2). Ello conlleva a ajustes en el valor a asignar a f_ck.

6. Verificación de la rigidez de la base

La rigidez total de la fundación depende de la resistencia y características del suelo, así como de los elementos que la componen. La mayoría de los proveedores de molinos eólicos plantean requisitos mínimos en este sentido para las bases de hormigón armado, y en especial, de la componente rotacional. Su importancia radica en la respuesta estructural dinámica ante la acción del viento y los sismos. En la referencia 1 se incluyen expresiones para la determinación de la rigidez estática de las bases que dependen principalmente del módulo de corte dinámico G, el coeficiente de Poisson n, el radio de la fundación R y la profundidad H del/los estrato/s analizado/s. El procedimiento responde a cálculos estáticos, aproximándose a frecuencias de vibraciones nulas. La rigidez dinámica se aparta de este análisis para altas frecuencias de vibración. Sin embargo, el cálculo estático es representativo para fundaciones de aerogeneradores sometidos a cargas generadas por el viento. En zonas sísmicas, se suelen efectuar reducciones de los resultados.

Cálculos y verificaciones bajo condiciones últimas

7. Cálculo por punzonado

Según CIRSOC 201/05, la ecuación que expresa la resistencia al punzonado (o corte en dos direcciones) es la siguiente:

Donde debe cumplirse:

con:

V_c = resistencia a corte desarrollada por el hormigón.

V_s = aporte que absorbe la armadura de corte.

Es usual el armado con barras de armadura para absorber el punzonado como consecuencia de los valores de los esfuerzos transmitidos y de los propios generados. Bajo esta condición, la altura útil d a reemplazar en las ecuaciones anteriores corresponde a la distancia existente entre la brida inferior de ancho t del inserto metálico o de la jaula de pernos de radio R_anillo y la armadura colocada para tomar los esfuerzos de flexión.

Se pueden usar barras en forma de horquillas o estribos de múltiples ramas. La armadura de corte y de punzonado, debe estar vinculada a la armadura longitudinal tanto en la parte superior como en la parte inferior. Los estribos deben estar adecuadamente anclados. El área de la armadura de corte, A_v, se calcula con la ecuación (25) y es igual al área de la sección transversal de todas las ramas de armadura.

donde s es la separación entre dos líneas consecutivas de estribos u horquillas. La primera línea de estribos alrededor del fuste del aerogenerador se debe colocar a una distancia no mayor que d/2 medida a partir de la cara del fuste. La separación entre líneas sucesivas de armadura de corte alrededor del fuste no debe ser mayor que d/2 y se puede terminar cuando se verifica la ecuación (26).

Cuando se utiliza armadura de corte, la resistencia proporcionada por el hormigón Vc, no debe ser mayor que

y la resistencia nominal al corte, Vn está limitada a

8. Cálculo a corte

Es habitual que luego de la armadura de punzonado adyacente al núcleo de la base, se prosiga con armadura de corte. Tal disposición dependerá de la altura de la base (rigidez), para cuando sea variable con el diámetro. Las piezas sometidas a corte deben verificar la siguiente expresión:

Vu: resistencia requerida calculada con cargas mayoradas
Vn: resistencia nominal de cada sección
φ = 0,75 (coeficiente de reducción de acuerdo al tipo de rotura)
Vc es la resistencia a corte aportada por el hormigón, que para bases de espesor
constante tiene la forma de la ecuación (28):

V_s es resistencia a corte aportada por el acero:

El esfuerzo absorbido por la armadura debe estar limitado por la expresión (30) para evitar la rotura de las bielas comprimidas del hormigón.

La separación máxima de los estribos es:

9. Cálculo a flexión

La flexión en una base para aerogeneradores debe analizarse tanto para la superficie inferior como la superior. El armado de la cara inferior de la fundación se obtiene a partir del momento flector último generado por el diagrama de presiones y la acción estabilizadora minorada del peso propio del hormigón y del suelo por sobre ella (Dc + Ds) (33). Para el caso de secciones de altura variable, es posible optimizar el uso de acero considerando distintas secciones de cálculo, con variación de la altura útil y de los esfuerzos externos.

El armado de la porción superior de la base toma en cuenta la separación del suelo a causa de las excentricidades que se presentan por el momento externo. Debido a esa separación, el peso propio del hormigón y del suelo (D_c + D_s) genera un momento flector último que tracciona la porción superior de ese “voladizo”.

El cálculo a flexión según CIRSOC 201/05 puede ser desarrollado mediante las siguientes expresiones, en las cuales y para bases de altura variable, debe analizarse el valor dado al ancho b_w y la altura útil d:

Para la verificación de la cuantía mínima el artículo 7.12 del Reglamento CIRSOC 201/05 establece un valor de 0,18%, mientras que la referencia 1 indica valores entre 0,25% y 0,50%, para evitar fisuras por contracción y temperatura. En estas estructuras con importantes volúmenes de hormigón, las diferencias de temperatura pueden originarse en el calor de hidratación y las variaciones de la velocidad de disipación. El hormigón del elemento cercano a la superficie tiene la posibilidad de disipar calor con mayor facilidad que el hormigón interior de la masa, y en poco tiempo alcanza la temperatura del aire. Por su parte, la zona interior del hormigón tarda varios días en uniformar su temperatura con el medio ambiente, en general, y en función de la clase y contenido de cemento, en un plazo de 4 a 6 días. Es estos casos se realizan programas de hormigonado que especifican, entre otras cosas, las alturas máximas de “tongadas” (o capas de hormigón colocadas en una etapa) y los tiempos mínimos de llenado de las mismas. En ocasiones se dejan serpentinas en el interior de la masa y por ellas se hace circular agua para regular la elevación de la temperatura. Para las bases con espesores mayores a 2,5 m, es recomendable el hormigonado en tongadas, disponiendo en la cara superior de la primer tongada una armadura en forma de malla con una cuantía A_sx=A_sy≥0,0018.b_w.h*, con h* la altura de la capa tongada del hormigón.

Para la ubicación de las secciones críticas correspondientes a momentos, corte y longitud de anclaje de la armadura en las bases, el Reglamento CIRSOC 201/05 establece (artículo 15.3) que es posible considerar a las columnas o pedestales de hormigón con sección transversal circular de diámetro b o con forma de polígono regular, como elementos de sección cuadrada de igual área de lado c, es decir:

Nuestro caso no corresponde al de una columna de hormigón, por lo que para determinar la forma de la sección equivalente y la posición de los planos de falla a flexión, corte y punzonado deberá aplicarse un criterio más conservador que el aquí expuesto. Esta afirmación se basa en la diferencia de rigideces entre el fuste metálico del aerogenerador y la base de hormigón armado.

Interacción suelo-fundación

Respecto a la modelación de la fundación y su interacción con el suelo, es recomendable aplicar métodos alternativos al de Winkler. A pesar de la facilidad de su aplicación y la simplificación en la modelación del suelo, el método de Winkler posee objeciones al momento de evaluar la interacción suelo-estructura. Se mencionan algunas:

– Los resortes que simulan el suelo no actúan independientemente.

– El comportamiento asentamiento – cargas no es lineal, mientras que el
coeficiente de balasto k asume dicha linealidad.

– Los esfuerzos y deformaciones se pueden encontrar por debajo de los reales.

– No se permite evaluar la influencia de una fundación sobre el entorno.

– No es posible evaluar las variaciones estratigráficas del suelo y la influencia de
la fundación en estratos profundos.

Por otra parte, el hecho de elegir un único valor k en una base de la extensión de las tratadas en este trabajo no parece acertado, ya que éste depende de varios factores:

– Tamaño de la fundación.

– Área tributaria del nudo sobre el que se aplica.

– Variaciones con la profundidad.

– Dependencia del tiempo debido a asentamientos por consolidación y por
consolidación parcial.

Por ejemplo, bajo las condiciones del método de Winkler, una base extensa sometida a una carga uniforme emplazada sobre un suelo perfectamente uniforme se asentaría con los resortes igualmente comprimidos. Sin embargo, el comportamiento real es el de asentamientos mayores en la zona central y menores en el perímetro. Como alternativas, se sugiere el método de resortes pseudoacoplados (ACI 336.2R-88), resortes acoplados, resortes lineales (Kempfert, Hans Georg-2006) o bien el de elementos finitos. Éste último es el que mejor se aproxima
al comportamiento “real”, pudiendo modelar la estratigrafía del suelo, la variación de sus parámetros y visualizar la distribución de presiones en profundidad, entre otros aspectos.

Modelación de las bases

Es conveniente que la fundación sea modelada por elementos finitos como sólidos, evitando utilizar elementos lámina, puesto que impiden conocer la distribución interna de las tensiones, el comportamiento espacial de la fundación, etc. (Figura 13). Es necesario recordar siempre que estos modelos sólo representan una aproximación para el hormigón estructural, el que no posee un comportamiento elástico para altos niveles de esfuerzos.

Materiales componentes del hormigón

Hormigón

En varias ocasiones es necesario el uso de cementos puzolánicos como medida de protección a la agresividad de los áridos. En estos casos es importante definir adecuadamente las curvas de evolución de resistencias. Esto es a los efectos de conocer los momentos para los cuales se pueden transferir las cargas a la fundación, sea por el propio aerogenerador, como las que surgen del proceso constructivo (peso propio del suelo, compactación, montaje, etc.). En el hormigonado del hormigón de limpieza es importante verificar los espesores y niveles de terminación para lograr superficies uniformes de contacto de la base con el suelo y cumplir las tolerancias de los insertos metálicos}

Armaduras

En el proceso de armado de las bases debe verificarse entre otros aspectos:

– Recubrimientos mínimos inferiores y laterales.

– Separaciones entre barras, ya que por debajo de los insertos metálicos existe una alta densidad de armaduras. Debe buscarse que exista una separación mínima para que el hormigón pueda embeber toda la armadura.

– En caso de bases de sección y armado circular, debe verificarse que no se solapen los empalmes de anillos consecutivos.

– Evitar que las armaduras colocadas en adyacencias al inserto no tomen contacto
con él.

– Verificar el correcto atado de las armaduras, en especial el de las de punzonado por su disposición y forma.

– Colocar armaduras superiores de vinculación dispuestas en forma de cruz para evitar desplazamientos relativos de las restantes durante las tareas de inspección y hormigonado.

Colocación del hormigón

Para afectar lo menos posible el comportamiento estructural, generalmente el colado de este tipo de bases se realiza en una sola etapa. Puesto que se trata de grandes volúmenes de hormigón, es necesario llevar un estricto control de la temperatura. Para el control de la temperatura del hormigón es recomendable colocar un mínimo de 2 termopares en la base, uno cercano a la superficie (alrededor de 0,2 m) y del borde lateral (en el orden de los 0,50 m); y el otro a 1,50 metros de la superficie y a aproximadamente 3 metros del lateral. Estos valores pueden requerir modificaciones según las dimensiones totales de la base. Los termopares deben ser fijados a la armadura vertical para evitar que los mismos sean desplazados o doblados durante el colado y la compactación del hormigón. El proceso de hormigonado debe desarrollarse de forma continua y en una sola operación hasta completar el volumen de la base. El hormigón puede ser colado en capas de 0,50 metros de espesor máximo. El inicio del vertido del hormigón de la primera capa debe comenzar en el centro de la base conformando un cono de descarga que se expanda hasta completar una altura de 0,50 metros. La altura de colado del hormigón no debe superar 1,50 metros de altura por gravedad. Durante la primera etapa debe buscarse que el hormigón vertido desde el centro penetre en primer lugar por debajo de las armaduras inferiores de la zona central de la base hasta recubrirlas completamente, asegurando de esta manera que no queden oquedades debajo del inserto metálico. Completada esta tarea se continúa con la tarea de hormigonado en forma circunferencial y con un sentido de avance radial desde el centro hacia los laterales. Una vez terminada esta primera etapa, se procede de igual manera con las etapas siguientes hasta el hormigonado total.

Respecto del asentamiento, es común un valor de 16 cm bajo ensayo de Cono de Abrams, con incorporación de aditivos fluidificantes por el uso de los equipos de bombeo. Sin embargo, la primera etapa de colado del hormigón se emplean asentamientos máximos de 18 cm para lograr un buen hormigonado en la zona inferior ante el alto grado de congestión de armaduras, y un mínimo de 14 cm en la etapa final y por fuera del inserto metálico.

Análisis de la geometría y su incidencia en las variables de diseño

Procedimiento

A partir de las expresiones y aspectos indicados en los párrafos precedentes, se efectuó el análisis de sensibilidad de los principales parámetros que definen el diseño de una fundación de hormigón armado de un aerogenerador. A modo de ejemplo, se anexan los valores de una base circular de sección tronco-cónica para un aerogenerador de 1,8 MW, a la cual se han variado b, h, hf, hf1 y h1. Para el cálculo a flexión se ha utilizado un procedimiento aproximado a los efectos de poder cuantificar la mayor cantidad de variables intervinientes.

Propiedades de la base

Esfuerzos transmitidos por el aerogenerador

Propiedades del suelo

A partir del análisis aproximado efectuado de los esfuerzos de un aerogenerador sobre una base circular se puede concluir los siguientes aspectos:

– La geometría óptima de una base para aerogeneradores resulta la circular para los cambios de dirección generados por los esfuerzos transmitidos por la superestructura. Las restantes geometrías producen concentración de tensiones en las esquinas que deben ser evaluadas y absorbidas por armaduras adicionales. En contrapartida, la sección circular presenta mayor dificultad en los encofrados y la colocación de la armadura.

– Una alternativa es la base octogonal, aproximando con ocho lados a la circunferencia inscripta equivalente. Tal alternativa presenta una simplificación en el armado y encofrado, aunque posee concentración de presiones en las esquinas. Ello produce un mayor consumo de armaduras que una base de sección circular.

– Se desaconseja el uso de la sección cuadrada, por la existencia en las esquinas de mayores incrementos de tensiones sobre el suelo que las restantes geometrías. A su vez, no presenta una simetría aconsejable frente a los cambios de dirección de las acciones generadas por el viento sobre el aerogenerador. Para cubrir la superficie equivalente de una superficie circular es necesario un mayor volumen de hormigón.

– La presencia de grandes momentos flectores se traduce en tensiones excéntricas en el suelo que desaprovechan buena parte de la superficie de la base. Para lograr dimensiones óptimas de la misma es necesario efectuar un análisis de sensibilidad de los principales parámetros que las definen, como lo es la altura y el diámetro de la fundación para una misma combinación de cargas.

– Las presiones transmitidas al suelo se reducen con el aumento del diámetro de la base por contar con mayor superficie de distribución para las cargas. Con el incremento de la altura de la base, las presiones tienen un mínimo cuando el peso propio de la fundación logra reducir la excentricidad generada por el momento flector externo. Para mayores valores de altura, la tendencia se invierte ya que el peso propio incrementa las presiones máximas en mayor proporción al de la reducción de la excentricidad.

– El coeficiente de seguridad al vuelco tiene mayor incidencia en el diseño de la fundación que el de deslizamiento. El aumento del peso propio de la base (altura y diámetro), mejoran la estabilidad global. De igual manera ocurre con la rigidez rotacional de la base embebida en un estrato resistente de suelo.

– Una adecuada distribución de armaduras para una base de sección circular corresponde aproximadamente entre un 60-40% a la radial inferior, entre un 15-20% la superior, y entre un 20-30% la de punzonado.

– A pesar de no tener el mayor porcentaje de incidencia como material, la armadura de punzonado implica mayor mano de obra, mayor dificultad en la colocación y en el hormigonado.

– El incremento de la altura total reduce el consumo de armadura radial inferior, pero incrementa la superior a causa del mayor peso propio del hormigón.

– La armadura de punzonado se puede reducir si se incrementa la altura total de la base, siempre que el incremento se logre permitiendo mayor altura de hormigón por debajo de la brida del inserto del aerogenerador.

– Es aconsejable evitar el uso de diámetros de barra dispares para completar la sección requerida por cálculo (25mm y 12mm, por ejemplo). Tal situación se traduce en asimetrías en las cargas absorbidas y en las tensiones de servicio de las armaduras, causando incrementos localizados de estas tensiones, desfavoreciendo la fisuración y la fatiga.

1. Guidelines for Design of Wind Turbines – Segunda Edición – Det Norske Veritas, Copenhagen and Wind Energy Department, Risø National
Laboratory, ISBN 87-550-2870-5. Denmark (2002).

2. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón – CIRSOC 201/05 (2005).

3. CEB-FIP Model Code 1990 Design Code – Thomas Telford (1991).

4. Curso Aplicado de Cimentaciones, Ortiz, Gesta y Mazo – Colegio Oficial de Arquitectos de Madrid – Cuarta Edición (1989).

5. Introducción al Cálculo de Hormigón Estructural – Segunda Edición – Rodolfo Orler, Hugo Donini – Editorial Nobuko – ISBN 978-987-584-362-2

_{Nota: este trabajo fue desarrollado mediante métodos aproximados para el cálculo de las variables a los efectos de generar un mayor número de comparaciones de geometrías de bases. Su finalidad no es el proyecto o cálculo de las mismas, sino evaluar la sensibilidad de los parámetros que intervienen en su comportamiento.}

CARACTERIZACIÓN DE LA RESPUESTA ESTRUCTURAL DE MUROS DE CORTE CON PLACA DE ACERO SOMETIDOS A LA ACCIÓN DE FUERZAS SÍSMICAS

Totter, Eduardo ^(a) – Crisafulli Francisco J.^{(b) –}
Ingenieros Civiles

^(a) Ing. Civil. Facultad de Ingeniería. UNCuyo. etotter@fing.uncu.edu.ar
^(b) Ing. Civil. Facultad de Ingeniería. UNCuyo. jcrisa@uncu.edu.ar

Los muros de corte con placa de acero, son sistemas estructurales formados por placas de acero de pequeño espesor vinculadas a un entramado de vigas y columnas denominadas elementos de borde horizontales y verticales. Los mismos son efectivos al momento de resistir cargas laterales como las debidas a la acción de sismos o viento. Bajo la acción de dichas cargas, se produce un fenómeno de pandeo y se genera un campo de tracción diagonal sobre la placa de acero.

El comportamiento descripto confiere a dichos sistemas estructurales una elevada resistencia y rigidez, lo cual permite controlar desplazamientos laterales. Presentan un apropiado nivel de ductilidad y capacidad de disipación de energía por lo que constituyen una alternativa válida en diseño sismorresistente.

En el presente trabajo, se caracteriza la respuesta inelástica de las estructuras mencionadas sometidas a la acción de fuerzas sísmicas. A partir de un caso de estudio se presentan algunos de los aspectos fundamentales asociados al problema, tales como la capacidad de disipación de energía de la estructura, la demanda de ductilidad y el comportamiento post-pandeo de la placa de acero. Se establecen una serie de conclusiones relacionadas a los aspectos desarrollados en el trabajo.

Steel Plate Shear Walls are structural systems formed by a thin web plate that infill frames of horizontal and vertical boundary elements. Such systems are very effective to resist lateral loads such as those generated by the action of earthquakes or wind. The web plate is expected to buckle in shear and develop a diagonal tension field after buckling under the action of such loads.

This behavior provides lateral strength and stiffness to control interstory drift. These structures have an appropriate level of ductility at a time that having a suitable level of energy dissipation and therefore constitute an alternative to earthquake design.

In this paper, the inelastic response of structures mentioned under the action of seismic forces is characterized. From a case study fundamental aspects associated with the problem, such as energy dissipation capacity, demand of ductility and post-buckling behavior of steel plate are presented. Finally a number of conclusions related to the optimization of the issues addressed in the work are established.

Los muros de corte con placa de acero, (conocidos en la literatura de origen anglosajón como Steel Plate Shear Walls, y en forma abreviada SPSW), constituyen soluciones estructurales efectivas al momento de dotar a las estructuras de una determinada capacidad de resistir la acción de fuerzas laterales horizontales debidas tanto a movimientos sísmicos como a viento. Las estructuras mencionadas, se encuentran constituidas básicamente por placas planas de acero verticales, de pequeño espesor en relación al resto de las dimensiones de las mismas, rodeadas por elementos estructurales de borde verticales (EBV) o columnas y de elementos de borde horizontales (EBH) o vigas.

Un sistema estructural como el mencionado, presenta diversas configuraciones geométricas y de acuerdo a las necesidades y a las condiciones de proyecto, puede estar conformado por uno o varios niveles en altura, y uno o más vanos en la dirección horizontal en la cual se desarrolla. La Figura 1 ilustra esquemáticamente un ejemplo de posible configuración de una estructura con las condiciones descriptas.

Los muros de corte con placa de acero adecuadamente diseñados, al momento de ser sometidos a una serie de deformaciones cíclicas inelásticas, brindan a las estructuras que los incluyen, una excelente resistencia y rigidez lateral en su plano, permiten un correcto control de los desplazamientos laterales de sus diversos niveles y manifiestan elevados valores de ductilidad a la vez que presentan un apropiado comportamiento histerético que asegura la disipación de una determinada cantidad de energía entregada por las acciones externas a la estructura.

Dichas características los convierten en estructuras aptas para ser consideradas como parte integrante de sistemas estructurales sismorresistentes. Esto es posible tanto desde el punto de vista de su utilización en estructuras nuevas como así también en la rehabilitación de estructuras existentes de acero u hormigón armado que presenten determinado tipo de deficiencias que las conviertan en estructuras sísmicamente vulnerables. En virtud de su comportamiento ante acciones horizontales, es factible su aplicación a una amplia variedad de casos tales como edificios de altura considerable o en diversos tipos de estructuras para construcciones de baja altura.

Existen numerosas investigaciones que dan cuenta de los diversos y complejos factores que gobiernan el comportamiento o respuesta estructural de muros de corte con placa de acero. Específicamente en las últimas dos décadas las investigaciones orientadas a la cabal comprensión de dichas estructuras, se incrementaron en gran medida con el objeto de profundizar el conocimiento de las mismas y sus posibilidades y rangos de utilización. De esta manera, Thornburn, et. al.^[1], Caccese et. al.^[2], Astaneh-Asl ^[3], Berman y Bruneau ^[4], entre otros, introdujeron importantes avances y resultados destacables desde el punto de vista mencionado.

Debido a la mecánica de funcionamiento que presenta un muro de corte con placa de acero, aquellos aspectos inherentes a los elementos de borde horizontales y verticales que rodean a la placa, juegan un rol fundamental a la hora de evaluar las características de la respuesta sismorresistente de los mismos. Consideraciones básicas tales como las diversas posibilidades de vinculación en los nudos viga-columna, Guo, et. al. ^[5], Alinia y Dastfan ^[6], las rigideces flexionales de las mismas, el área de sus secciones transversales y las relaciones de aspecto de la estructura en base al espesor de la chapa, Guo, et. al. ^[7], por citar algunos aspectos fundamentales, son debidamente investigadas, tanto en estudios paramétricos realizados con modelos simplificados, o bien modelos numéricos basados en el Método de los Elementos Finitos, Mortazavi, et. al. ^[8].

Por último, es importante mencionar que un gran número de campañas de ensayos experimentales se llevan a cabo para concretar la validación de los resultados previos obtenidos en el proceso de diseño. Dichos resultados provienen en general de estudios tanto analíticos como semi-analíticos y numéricos y son entregados por los diversos modelos predictivos utilizados.

Las campañas experimentales, se desarrollan en base al diseño, estudio y análisis de prototipos experimentales de muros de corte con placa de acero, construidos o bien a escala real o en una determinada escala reducida, de acuerdo a las facilidades de investigación disponibles en los laboratorios. Los ensayos experimentales, en general tienen por objetivo proceder a la apropiada medición y visualización de diversos aspectos fundamentales asociados a la respuesta de las estructuras ensayadas, tales como rigidez, ductilidad, evolución del desplazamiento lateral, discusión y caracterización del comportamiento post-pandeo de las placas de acero, verificación de las juntas de conexión entre la placa de acero y sus elementos de borde y evaluación de la respuesta histerética real de la estructura en las condiciones ensayadas, Bhowmick, et. al. ^[9], Formisano et. al, ^[10].

En sus primeras implementaciones los muros de corte con placa de acero, se diseñaban considerando que un estado límite de los mismos, estaba constituido por el fenómeno de abollamiento o pandeo por esfuerzos de corte en la placa de alma. De esta manera y a los efectos de evitar la ocurrencia de dicho fenómeno, se utilizaban placas de acero de alma, de espesores relativamente importantes y se colocaban una serie de rigidizadores adecuadamente distribuidos (muros de corte con placa de acero rigidizados), que aseguraban el correcto comportamiento de la estructura bajo la hipótesis del cumplimiento de las condiciones mencionadas, Crisafulli, ^[11].

Sin embargo, investigaciones realizadas en años posteriores concluyeron que las placas de acero de alma y de pequeño espesor, se encuentran en condiciones de desarrollar una importante resistencia post-pandeo que es posible considerar en el diseño del muro de corte con placa de acero. En dicho caso y ante la ausencia de rigidizadores de alma (muros de corte con placa de acero NO rigidizados), para un estado de cargas laterales horizontales y coplanares con la chapa de alma, luego de alcanzar y superar una carga denominada crítica, se produce un fenómeno de pandeo por efecto del esfuerzo de corte. Dicho estado de pandeo por corte del alma del muro, implica la consiguiente formación posterior de un campo de tracción en dirección diagonal, con una cierta orientación que depende de factores geométricos y mecánicos de la estructura. De esta manera, el mencionado campo de tracción diagonal, a partir de la interacción conjunta con las vigas y columnas de borde, le confiere al conjunto estructural una determinada resistencia a las fuerzas laterales actuantes, asociadas a acciones sísmicas o eólicas. La Figura 2 permite observar un esquema del mecanismo de respuesta mencionado, el cual corresponde al nivel i de un muro de corte con placa de acero de n niveles y un vano.

Estudios experimentales indican que en la situación mencionada, la placa de alma del muro, se encuentra en condiciones de desarrollar importantes deformaciones inelásticas por tracción y compresión. Para que ello ocurra, es de fundamental importancia el correcto diseño de las juntas de conexión de la chapa con sus respectivos elementos de borde que la rodean, con lo cual este aspecto se convierte en un punto de fundamental importancia a la hora de abordar el diseño de un muro de corte con placa de acero.

Existen diversas estrategias a la hora de modelar adecuadamente un muro de corte con placa de acero a los efectos de estudiar su comportamiento y respuesta estructural ante la acción de las diversas cargas actuantes.

Es posible mencionar en primer lugar, la existencia de modelos que podemos denominar simplificados. Dentro de los mismos se destaca por su amplia difusión y su inclusión en códigos y reglamentaciones al denominado modelo de bandas (strip model). Dicho modelo reemplaza la placa de acero continua que constituye el alma del muro de corte por una serie de bandas discretas de determinadas características, articuladas en sus extremos de conexión a los elementos de borde de la estructura y que sólo admiten esfuerzos de tracción. La Figura 3, permite observar un muro de corte con placa de acero constituido por dos niveles en altura y un vano horizontal con elementos de borde horizontales y verticales de hormigón armado. El mismo ha sido modelado a partir de los criterios del modelo de bandas en el programa de Elementos Finitos Seismostruct v.7.0.0 ^[12].

El modelo de bandas original fue desarrollado por Thornburn, et. al.^[1], y sucesivamente se han propuesto mejoras al mismo a partir de modificaciones de diversos aspectos inherentes al modelo original, especialmente en lo que respecta a diversas orientaciones de las bandas del modelo y en relación a la posibilidad de que dichas bandas sean capaces de soportar esfuerzos de compresión sobre las mismas.

Una alternativa al modelo de bandas que ha tomado gran auge, especialmente en los últimos años, la constituye la modelación de la estructura a partir de los conceptos brindados por el Método de los Elementos Finitos. La Figura 4, muestra un ejemplo de dicha modelación, correspondiente a un muro de corte con placa de acero de un nivel y un vano desarrollado a partir de la utilización del programa de Elementos Finitos Salome-Meca ^[13] & Code Aster ^[14].

Existen otras alternativas de modelación a los métodos mencionados. Entre las mismas podemos citar aquellas que modelan la placa de acero en términos de los conceptos derivados de la teoría de placas ortótropas y las que se basan en el reemplazo de la placa de acero por determinados macro-modelos de diversas características y cualidades, entre otras.

A finales del año 2014, se inició en el Instituto de Mecánica Estructural y Riesgo Sísmico, IMERIS, perteneciente a la Facultad de Ingeniería de la Universidad Nacional de Cuyo, una línea de investigación orientada a temas relacionados a los muros de corte con placa de acero.

La misma tiene por objeto estudiar, caracterizar, modelar y ensayar experimentalmente en forma adecuada la respuesta estructural sismorresistente de muros de corte con placa de acero en un marco de carácter general y en particular analizar, definir y validar la factibilidad de aplicación de dichas soluciones estructurales a la rehabilitación de estructuras tipo pórtico de hormigón armado que presenten algún tipo de vulnerabilidad sísmica.

La mencionada línea de investigación se encuentra en la actualidad en pleno desarrollo. En principio la misma consta de una serie de etapas de avance, claramente definidas, con objetivos específicos y generales previamente determinados. Una descripción sintética de las características principales de cada una de las etapas, puede observarse en la Tabla 1.

a- Caracterización de materiales.

Con relación a la Etapa 1 que corresponde a la caracterización de materiales, la misma posee varias sub-etapas. En primer lugar y a los efectos de identificar adecuadamente las chapas de acero a utilizar en los desarrollos posteriores, se confeccionaron y ensayaron a tracción en el laboratorio, 3 probetas con características y dimensiones reguladas de acuerdo a norma para ensayo a tracción de chapas y flejes de acero, IRAM-IAS U500-20. De esta manera, la Figura 5 permite observar dos ejemplos de diagramas carga-desplazamiento, obtenidos a partir de los ensayos de las probetas CH-1 y CH-3, correspondientes a chapas de 3.2mm y 0.90mm de espesor respectivamente. La misma figura muestra en forma adicional un instante durante la ejecución de uno de los ensayos mencionados, correspondiente a la probeta CH-3.

Además de los ensayos mencionados precedentemente, la Etapa 1 incluye la correspondiente toma de muestras de los hormigones a utilizar en la construcción de los pórticos PHA01 y PHA02. De esta manera, la Figura 6, ilustra el momento de confección de las probetas de hormigón correspondientes al llenado de las bases de hormigón armado de los pórticos mencionados, junto con una imagen de dicha operación.

b- Ensayos sobre medios de conexión

En el marco de la segunda etapa de avance de las investigaciones y tal como se menciona en Tabla 1, se ensayaron diversas configuraciones de conexiones chapa de alma a elementos de borde.

Para el caso particular de conexiones apernadas, se muestran en la Figura 7, diversos casos de configuraciones de distribución de pernos. En primer lugar pernos alineados sobre una única dirección, y su correspondiente modo de falla para el caso de la probeta de 1.20 mm de espesor de chapa. La última imagen muestra la configuración de dos alineaciones de pernos distribuidos en forma alternada y su correspondiente modo de falla relativo a la probeta de 1.20 mm de espesor de chapa. En todos los casos los pernos utilizados poseen un diámetro de 8 mm.

Es de destacar que en dichos casos los prototipos de ensayo fueron diseñados teniendo en cuenta la inclinación del campo de tracciones que se forma sobre la placa cuando la misma se encuentra ubicada sobre la estructura real y de esta manera, la alineación de los pernos, no resulta normal a la dirección vertical del ensayo de tracción mostrado.

c- Resultados obtenidos a partir del análisis de modelos estructurales

Al igual que en los casos anteriores, la cuarta etapa de las investigaciones, incluye una serie de sub-etapas, la primera de las cuales está constituida por la modelación adecuada de los pórticos a ensayar PHA01 y PHA02. La Figura 8 muestra la geometría del pórtico PHA01.

En el presente caso se seleccionaron como estrategias de modelación por un lado la utilización del modelo de bandas en su versión tradicional, debido a la amplia difusión que el mismo posee y por el otro el desarrollo y confección de un modelo refinado de elementos finitos que habilita el estudio profundo de aspectos de gran relevancia que no es posible analizar a partir de un modelo simplificado de las estructuras en estudio. En el presente trabajo, se muestran y analizan algunos de los resultados obtenidos a partir del desarrollo del modelo de bandas, para los pórticos mencionados.

En el modelo desarrollado, la respuesta global de la estructura, se encuentra íntimamente relacionada al comportamiento inelástico de las bandas que representan la formación del campo de tracción que se genera en la placa luego de la superación de la carga crítica de pandeo por corte en la estructura. La Figura 8 muestra las características geométricas y dimensionales de los pórticos PHA01 y PHA02, y sus correspondientes puntos de anclaje previstos a la losa del laboratorio de estructuras. En todos los casos el ancho de vigas y columnas es de 250 mm.

El objetivo de diseño en este punto se encuentra asociado a la necesidad de disipación de energía por parte de la estructura (específicamente en la chapa de alma de la misma) en su respuesta cíclica. Esto implica necesariamente que las bandas mencionadas, sean capaces de incurrir en el campo inelástico para cada ciclo de carga, en su totalidad, o al menos en un número tal que se correspondan con la franja central de la placa de alma.

Es necesario mencionar referido a este punto, que las características de los elementos de borde, tanto vigas como columnas juegan un rol fundamental a la hora de lograr un adecuado comportamiento inelástico de las riostras diagonales. Dentro de dichas características, los aspectos que influyen en mayor medida son la rigidez flexional de columnas y vigas, el tipo de vinculación en los nudos viga-columna, la relación de aspecto ancho-altura del pórtico y la relación espesor de chapa-altura del mismo.

La Figura 9 muestra un detalle del modelo estructural completo correspondiente al pórtico PHA01. En la misma se puede observar además un detalle ampliado correspondiente a las riostras del nivel de planta baja, específicamente los elementos 59, 60, 61 y 62, correspondientes a las cuatro riostras inferiores del nivel mencionado.

La Figura 10 muestra los diagramas fuerza-desplazamiento de las cuatro riostras indicadas en el párrafo precedente, correspondientes al panel de planta baja del modelo de pórtico PHA01 desarrollado a partir del programa Seismostruct v7.0.0.

Dichos diagramas fueron obtenidos a partir del modelo de bandas, sobre el que se aplicó una carga incremental V=200kN, en el primer nodo del nivel superior, con cien pasos de incremento de carga. Es posible apreciar en la figura las diferentes rigideces de las barras constitutivas de las riostras del modelo debido a las diferentes longitudes de las mismas a sección transversal constante.

Resulta de suma importancia, destacar dentro de los diversos aspectos que es posible estudiar, las claras diferencias obtenidas desde el punto de vista del estudio y análisis del pórtico PHA01 (pórtico rehabilitado a partir de la inclusión de chapas de acero de alma en ambos niveles) y el pórtico PHA02 (pórtico sísmicamente vulnerable y no rehabilitado).

Dichas diferencias radican específicamente en las mejoras que introduce a la estructura la inclusión de las chapas de acero de alma en los niveles 1 y 2.

De esta manera, la Figura 11 muestra claramente una sustancial mejora en la respuesta estructural de los pórticos mencionados.

Las respuestas graficadas, corresponden al desplazamiento horizontal de un nodo del segundo nivel para el caso de una carga incremental V=200 kN, aplicada en el primer nodo del nivel superior, con cien pasos de incremento de carga.

En primer lugar es posible notar un incremento apreciable en la rigidez inicial global de la estructura, (Figura 9b), a la vez que la misma alcanza una resistencia sensiblemente mayor a la acción de las fuerzas horizontales, permitiendo una mayor incursión global en el rango inelástico.

Se han presentado aspectos fundamentales asociados a la respuesta estructural de muros de corte con placa de acero.

Los resultados obtenidos hasta el momento, especialmente aquellos relacionados a la comparación entre las respuestas logradas a partir de la modelación previa de estructuras sísmicamente vulnerables y rehabilitadas a partir del agregado de placas de acero de alma, son sumamente auspiciosos.

Las estructuras rehabilitadas, presentan en esta primera instancia, sensibles mejoras desde el punto de vista de un incremente de rigidez y resistencia a las fuerzas laterales a las que han sido sometidos los modelos. Esto permite un control adecuado de los desplazamientos laterales de las mismas y brinda posibilidades de contar con una solución estructural que disipa una cierta cantidad de energía de manera de convertirse en una alternativa válida a la hora de pensar en sistemas estructurales sismorresistentes.

Resta una ardua tarea de profundización de los resultados presentados. Es necesario avanzar en el desarrollo de modelos refinados que tengan en cuenta aquellos aspectos que los modelos simplificados no pueden captar adecuadamente. La culminación de los ensayos experimentales en sus etapas finales brindará la adecuada validación final de las tareas realizadas.

Los autores desean agradecer a la Secretaría de Ciencia, Técnica y Posgrado de la Universidad Nacional de Cuyo por el financiamiento del Proyecto de Investigación Bianual 2013-2015 B026, del cual el presente trabajo es parte integrante.

^[1]: Thorburn, L.J., Kulak, G.L., Montgomery, C.J. (1983). Analysis of Steel Plate Shear Walls. Structural Engineering Report N°107. Department of Civil Engineering. The University of Alberta.

^[2]: Caccese, V., Elgaaly, M., Chen, R. (1993). Experimental Study of Thin Steel Plate Shear Walls under Cyclic Loads. J. Struct. Eng., 10.1061/(ASCE) 0733-9445 119:2 (573), pp. 573-587.

^[3]: Astaneh-Asl, A. (2000). Steel Plate Shear Walls. Proceedings, U.S.-Japan Partnership for Advanced Steel Structures, U.S.-Japan Workshop on Seismic Fracture issues in Steel Structures, San Francisco.

^[4]: Berman, J., Bruneau, M. (2004). Steel Plate Shear Walls are not Plate Girders. Engineering Journal, Third Quarter pp.95-106.

^[5]: Guo, L., Rong, Q., Ma, X., Zhang, S.M. (2011). Behavior of Steel Plate Shear Walls Connected with Frame Beams Only. International Journal of Steel Structures 11, pp. 467-479.

^[6]: Alinia, M. M., Dastfan, M. (2006). Behaviour of Thin Steel Plate Shear Walls Regarding Frame Members. Journal of Constructional Steel Research 62, pp.730-738.

^[7]: Guo, L., Jia, M., Li, R., Zhang, S. (2013). Hysteretic Analysis of Thin Steel Plate Shear Walls. International Journal of Steel Structures, Volume. 13, No1, pp.163-174.

^[8]: Mortazavi, S.M.R., Ghassemieh, M., Ghobadi, M.S. (2013). Research of the Steel Plated Shear Wall by Finite Element Method. Journal of Structures. Hindawi Publishing Corporation. Volume 2013, Article ID 756253.

^[9]: Bhowmick, A. K., Gilbert, Y.G., Driver, R.G. (2011). Estimating Fundamental Periods of Steel Plate Shear Walls. Engineering Structures 33 pp. 1883-1893.

^[10]: Formisano, A., De Matteis, G., Mazzolani, F.M. (2010). Numerical and Experimental Behaviour of a full-scale RC Structures Upgraded with Steel and Aluminium Shear Panels. Computers and Structures 88, pp. 1348-1360.

^[11]: Crisafulli, F.J. (2015). Diseño Sismorresistente de Construcciones de Acero. Asociación Latinoamericana del Acero, Santiago de Chile, 4ta Edición. ISBN: 978-956-8181-16-1

^[12]: Programa SeismoStruct v7.0.0. Seimosoft, (2015). A computer program for static and dynamic nonlinear analysis of framed structures. Available from http://www.seismosoft.com.

^[13]: Salome-Meca v.7.0 Open Source Software, (2015). Generic Plataform for Pre and Post-Processing for Numerical Simulations. Available from www.code-aster.org

^[14]: Code-Aster Open Source, (2015). General FEA Software. Analysis of Structures and Thermomechanics for Studies & Research. Available from www.code-aster.org

La principal búsqueda del CIRSOC es garantizar un nivel adecuado de seguridad de las personas, en primer lugar, así como de los bienes, la calidad y durabilidad de las obras públicas y privadas. Los Reglamentos aprobados son de uso obligatorio para todas las obras públicas nacionales, pero el CIRSOC también brinda asistencia técnica a los poderes públicos y entidades privadas que así lo requieran. El uso obligatorio corresponde a las obras públicas concretadas con fondos nacionales, mientras que, en el ámbito federal, el CIRSOC invita a la adhesión de las provincias a ese marco reglamentario.

El director técnico del CIRSOC, Ing. Daniel Ortega, ha propuesto concluir los documentos que se iniciaron en 2025 y concretar nuevos proyectos de reglamentos para el presente 2026. Estas iniciativas forman parte del compromiso sostenido del INTI-CIRSOC por completar y consolidar el sistema reglamentario de seguridad estructural argentino, con una visión integral, moderna y adaptada a los desafíos técnicos y ambientales del presente. Se pueden citar, entre muchos otros, varios documentos que se encuentran en elaboración o planificación:

– Anexo al Reglamento CIRSOC 102-2025: Generación de Nuevos Mapas de Viento.
– Actualización de la Recomendación CIRSOC 102-1 (1982) – Acción dinámica del viento sobre las construcciones. Recomendación CIRSOC 102-1 – 2026/2029.
– Reglamento CIRSOC 109: Reglamento Argentino de Acción de la Carga de Inundación sobre las Construcciones.
– Reglamento CIRSOC 110-2026 Acción del Fuego sobre las Construcciones.
– Reglamento CIRSOC 104-2026: Reglamento Argentino de Acción de la Nieve y del Hielo sobre las Construcciones.
– Recomendación CIRSOC 201.02-2024: Guía para el Diseño de Uniones Losa-Columna en Estructuras Monolíticas de Hormigón.
– Recomendación CIRSOC 201.03-2024: Diseño de Cáscaras y Estructuras de Placas Plegadas de Hormigón.
– Ejemplos de Aplicación del Reglamento CIRSOC 201-2025.
– Reglamento CIRSOC 203-2026: Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón para Conducción, Almacenamiento y Tratamiento de Aguas y Efluentes.
– Recomendación CIRSOC 208-2026: Evaluación y/o Relevamiento, Reparación y Rehabilitación de Estructuras Existentes de Hormigón.
– Reglamento CIRSOC 402-2026: Reglamento Argentino de Estructuras de Fundaciones.
– Actualización del Suplemento del Reglamento CIRSOC 601-2020.

En 2026, el Sr. secretario de Obras Públicas de la Nación, Ing. Luis Giovine, firmó la Resolución 11/2026 RESOL-2026-11-APN-SOP#MEC poniendo en vigencia legal los siguientes cuatro Reglamentos CIRSOC:

– Reglamento CIRSOC 101-2025: Reglamento Argentino de Cargas Permanentes y Sobrecargas Mínimas de Diseño para Edificios y Otras Estructuras.
– Reglamento CIRSOC 102-2025: Reglamento Argentino de Acción del Viento sobre las Construcciones.
– Reglamento CIRSOC 200-2024: Reglamento Argentino de Tecnología del Hormigón.
– Reglamento CIRSOC 201-2025: Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón.

El Reglamento CIRSOC 200-2024 pertenece a la Tercera Generación de Reglamentos Nacionales de Seguridad Estructural desarrollados por el INTI-CIRSOC (Figura 1). Es una concepción original de la Ingeniería Argentina. Contiene las especificaciones sobre la tecnología del hormigón y la vida en servicio requeridas para la mayoría de las estructuras de hormigón, a excepción de los diques de hormigón masivo y los pavimentos, que demandan otras especificaciones particulares. Ello viene a cubrir un vacío existente en nuestro medio donde sólo se dispone de Reglamentos CIRSOC que abordan la tecnología para las estructuras de edificios.

Es particularmente destacable que la Comisión Redactora y Permanente del CIRSOC 200-2024 se encuentra integrada por un amplio y federal grupo de profesionales: el Ing. Humberto Bálzamo, el Ing. Daniel Bascoy, la Inga. Alejandra Benítez, el Ing. Eduardo Castelli, el Ing. Pablo Civitillo, el Ing. Néstor De Giobbi, el Ing. Ángel Di Maio, el Ing. Hugo Donini, el Ing. Darío Falcone, el Ing. Carlos Fava, el Ing. Juan Carlos Galuppo, la Inga. Adriana García Falcón, la Ing. Graciela Giaccio, el Ing. Fabián H. Iloro, el Ing. Edgardo F. Irassar, la Inga. Erica Köber, el Ing. Carlos Milanesi, la Inga. Silvia Palazzi, el Ing. Matías Polzinetti, el Quím. Carlos Quevedo, el Ing. Claudio Rocco, el Ing. Luis Traversa, el Ing. Claudio Zega y el Ing. Raúl Zerbino.

La Discusión Pública Nacional se desarrolló desde el 1° de enero de 2023 al 31 de diciembre de 2023. El CIRSOC 200-24 tiene como fundamento el Libro Bases de un Código Modelo para la Tecnología de las Obras de Hormigón, y adoptó como referencia los Capítulos 2 a 7 del Reglamento CIRSOC 201-2005 a los que se actualizó. También se incorporaron los conocimientos y requerimientos necesarios para ampliar su campo de validez.

Se presentan conceptos de diseño por vida útil atendiendo a la necesidad de extender la vida en servicio en estructuras relevantes, y se incorpora un capítulo específico sobre control de fisuración y recubrimientos. A la vez, en un Anexo al Capítulo 6, se mantienen las orientaciones para el desarrollo de un sistema de gestión de calidad. Finalmente se profundizó en los requerimientos y particularidades asociadas al uso de hormigones con características especiales, tales como hormigón proyectado, hormigón autocompactante, hormigón reforzado con fibras, hormigón masivo estructural, hormigón reciclado y hormigón de retracción compensada.

Transcurridos 20 años desde la redacción de la anterior versión del CIRSOC 201, esta nueva edición 2025 introduce numerosas actualizaciones que reflejan el avance del conocimiento consolidado sobre el hormigón estructural (Figura 2). Es un documento coordinado por el Dr. Ing. Raúl Bertero e integrado el Ing. Francisco Bissio, Ing. Tomás del Carril, Ing. Javier Fazio, Ing. Victorio Hernández Balat, Ing. Daniel Ortega e Ing. Rogelio Percivati Franco. La Discusión Pública Nacional se desarrolló desde el 1° de enero de 2024 al 31 de octubre de 2024, luego de la cual se realizaron adecuaciones según las observaciones brindadas por numerosos profesionales y de acuerdo a modificaciones del código ACI 318-25.

El CIRSOC 201-2025 desarrolló por medio de un proceso de consenso los requisitos mínimos para los materiales, diseño y detallado de edificaciones de hormigón estructural (Figura 3). Dentro de los temas tratados se encuentran:

– diseño y construcción por resistencia;
– comportamiento en servicio y durabilidad;
– combinaciones de carga, factores de carga y de reducción de resistencia;
– métodos de análisis estructural;
– límites de las flechas;
– anclaje(s) mecánico(s) y adherido(s) al hormigón;
– anclaje(s) y empalme(s) de armadura(s);
– información sobre los documentos de construcción;
– inspección en obra y ensayo de los materiales; y métodos para evaluar la resistencia de estructuras existentes.

Cabe destacar que los Reglamentos CIRSOC e INPRES-CIRSOC constituyen un servicio público de amplio alcance. En tal sentido, los nuevos Reglamentos han sido difundidos activamente en todo el país en ámbitos académicos y profesionales – tales como facultades de ingeniería y arquitectura, colegios y consejos profesionales – y son utilizados por estudiantes, docentes, profesionales del sector privado y organismos públicos nacionales, provinciales y municipales. La armonización reglamentaria en materia de construcción a nivel nacional constituye un objetivo central, en tanto los Reglamentos de Seguridad Estructural tienen como finalidad garantizar el cumplimiento de los estándares mínimos de seguridad exigidos por la sociedad.

En palabras de la anterior directora técnica del CIRSOC, Inga. Marta Parmigiani: “Construir lo que hoy es el CIRSOC ha llevado años, esfuerzo, dedicación, paciencia, aportes del Estado Nacional y de las instituciones y empresas privadas, y mucha, muchísima ayuda de todos los profesionales, que en muchos casos en forma ad-honorem, y restando tiempo a su vida familiar, nos han acompañado convencidos de la importancia de este proyecto, porque realmente nuestra estructura permanente es mínima”.

– Giovambattista, A., Zerbino, R. L., Giaccio, G. M., Fava, C. A. P., et al. (2020). Bases de un Código Modelo para la Tecnología de las Obras de Hormigón. Laboratorio de Entrenamiento Multidisciplinario para la Investigación Tecnológica. ISBN 978-987-3838-13-2.
– INTI-CIRSOC. (2024). Reglamento CIRSOC 200-24. Reglamento Argentino de Tecnología del Hormigón.
– INTI-CIRSOC. (2025). Reglamento CIRSOC 201-25. Reglamento Argentino de Estructuras de Hormigón.

La obra, que forma parte de la secuencia de viaductos hacia la estación Birmingham Curzon Street, destacó por la combinación de técnicas constructivas innovadoras y una planificación responsable de minimizar la interrupción del tránsito.

La firma HS2 alcanzó un nuevo hito en Birmingham con la instalación del puente de acero sobre Lawley Middleway, un tramo de 1.631 toneladas y 112 metros de longitud integrado en la serie de cinco viaductos de aproximadamente 1,6 km que llevarán a los trenes de alta velocidad hasta la futura estación Birmingham Curzon Street en el corazón de Birmingham, Inglaterra.

La operación concluyó el 22 de agosto de 2025, cuatro días antes de lo previsto en el cronograma original, y fue celebrada como un ejemplo de eficiencia en ingeniería estructural y gestión de obra.

Los datos técnicos de la estructura subrayan la magnitud del logro: se utilizaron 11.600 pernos de alta resistencia y más de 1.000 toneladas de acero, con una cimentación compuesta por 288 pilotes de hormigón armado que alcanzan hasta 25 metros de profundidad para garantizar una adecuada estabilidad y durabilidad.

El tablero, diseñado para soportar el paso de trenes a velocidades de hasta 360 km/h, descansa sobre apoyos capaces de absorber vibraciones y reducir el ruido, optimizando la integración del viaducto en un entorno urbano densamente poblado.

En lugar de construir el puente en su ubicación definitiva, se optó por un montaje en tierra firme, junto al canal Digbeth, que se extendió durante dos años. El 15 de agosto de 2025, la pieza completa fue rotada 90 grados mediante transportadores modulares autopropulsados (SPMTs), y durante cuatro noches posteriores se desplazó gradualmente hasta su posición final mediante un innovador sistema de skidding con gatos hidráulicos push/pull, tecnología poco frecuente en obras de esta escala que permitió un ajuste milimétrico con una mínima afectación al tránsito.

Para reducir el impacto sobre los usuarios viales, las maniobras se llevaron a cabo en horario nocturno, con cortes totales de circulación suspendidos cada mañana antes de las 6:00 AM. Gracias a las condiciones climáticas favorables y a una planificación anticipada, Lawley Middleway quedó restituida antes de lo previsto, reabriendo al tráfico el 22 de agosto en lugar del 25 como estaba programado.

El puente de Lawley Middleway es la primera estructura de acero colocada en el acceso a Birmingham Curzon Street Station. En los próximos meses, el proyecto avanzará con el movimiento del viaducto Curzon 2, nuevas instalaciones en Duddeston Junction, la reapertura de Aston Church Road y el inicio de las obras del viaducto de Saltley, consolidando así uno de los proyectos ferroviarios más ambiciosos de Europa.

Recuperado de:

Este edificio, destinado a recibir a los futuros residentes de un desarrollo de aproximadamente 39 hectáreas, funciona como un punto de encuentro donde la historia del lugar y las aspiraciones del proyecto se expresan a través de una estructura pensada para revelar, abiertamente, el potencial de la construcción en madera. Su valor, cercano a los diez millones de dólares, responde tanto al carácter emblemático de su función como a la complejidad técnica demandada por su composición geométrica.

La obra se ubica en un antiguo predio de uno de los aserraderos más importantes de Fraser Mills, en Coquitlam, Columbia Británica, Canadá, y esa memoria industrial guio desde el inicio la decisión del desarrollador, Beedie Living, de utilizar madera estructural como recurso identitario y tecnológico.

El Estudio Patkau Architects desarrolló la concepción arquitectónica, y StructureCraft asumió el diseño estructural y la ejecución del sistema de madera, integrando diseño y producción mediante procesos avanzados de prefabricación.

La propuesta arquitectónica construye un puente conceptual entre tradición y contemporaneidad. La madera, como material histórico del lugar, se combina con una morfología libre, cuyo comportamiento estructural exige soluciones precisas para controlar deformaciones, transmitir cargas y garantizar estabilidad en condiciones de alta sismicidad.

La planta trapezoidal es solo una primera aproximación a una geometría la cual se revela plenamente en elevación: las vigas del techo modifican su pendiente de forma progresiva, incrementándose hacia el sur, donde la luz y la inclinación aumentan significativamente antes de descender hacia el borde opuesto. Este perfil genera una expresión dinámica, pero también obliga a resolver la distribución de cargas y la compatibilidad de conexiones en un sistema donde cada variación geométrica implica un ajuste estructural.

En el frente del edificio se desarrolla un voladizo de aproximadamente cuatro metros, cuya pendiente varía a lo largo de su extensión tanto en paralelo como en perpendicular al techo principal. El comportamiento relativo entre ambas series de vigas mantiene un ángulo constante, evitando torsiones indeseadas y garantizando que la transferencia de cargas se mantenga dentro de los rangos previstos.

En la parte posterior, un muro de CLT inclinado hacia el exterior se integra con columnas abiertas capaces de acompañar la expansión en planta y la mayor altura del techo. La decisión de utilizar columnas abiertas sin diagonales ni cerchas respondió a la necesidad de mantener un interior despejado, destacando los elementos estructurales como parte de la expresión arquitectónica.

El desafío más complejo fue lograr un sistema resistente a cargas laterales capaz de responder a una demanda sísmica correspondiente a 0,33 g, en una zona donde la normativa exige rigidez y ductilidad elevadas. El edificio no cuenta con muros de corte perpendiculares al eje longitudinal, y la fachada frontal debía permanecer prácticamente libre de elementos opacos.

En una primera instancia se evaluó la posibilidad de utilizar las columnas posteriores como pórticos a momento, pero la longitud de las vigas hacia el sur disminuía su rigidez efectiva. La solución pensada radicó en transformar las ocho columnas frontales en columnas en voladizo, permitiendo aumentar su sección sin comprometer la transparencia de la fachada. Aunque conceptualmente viable, esta estrategia carecía de precedentes a la escala del proyecto, especialmente dentro de un sistema ampliamente preensamblado.

La alta demanda sísmica exigió diseñar las columnas para resistir considerables momentos de vuelco. La resistencia de la columna era suficiente, pero la base ofrecía poco espacio para ubicar herrajes tradicionales. Atento a este inconveniente, se desarrolló un sistema de amarre mediante un varillón roscado el cual recorre la columna y se ancla directamente en la fundación, permitiendo absorber el momento hacia el interior. Debido a la asimetría del edificio, el momento hacia el exterior resultaba menor, de modo que se resolvió con barras adheridas con resina en la madera.

Esta solución permitió incorporar dentro de la columna el sistema de desagüe de la cubierta, a partir del diseño de una sección compuesta en tres piezas responsable de facilitar tanto el alojamiento del bajante como la fabricación y la instalación. La relación entre el voladizo y las vigas del techo genera un valle donde la nieve que se desliza desde la pendiente principal se acumula en cantidades significativas. Hacia el extremo sur, donde la pendiente es más pronunciada y el techo más extenso, podían formarse cúmulos de aproximadamente 1,8 metros, creando importantes momentos en las conexiones.