AEROPUERTO DE ZVARTNOTS EN ARMENIA Autores Jorge Fontán Balestra: Ingeniero Civil - Socio Estudio del Carril-Fontán Balestra y Asoc – Ingenieros Civiles. Socio de AIE. Sergio Wolkomirski: Ingeniero Civil - Estudio del Carril-Fontán Balestra y Asoc – Ingenieros Civiles. Socio de AIE Resumen El presente trabajo describe las características y los aspectos básicos de diseño sismorresistente de la ampliación del aeropuerto Zvartnots en Yerevan, capital de Armenia. El proyecto se encuentra en una de las zonas del planeta de mayor sismicidad y el edificio principal tiene algunas singularidades de importancia como ser el de poseer aislamiento de bases en el edificio principal y 130 metros de longitud total sin juntas. En el presente artículo se realiza un resumen de las características estructurales del aeropuerto, se explican las razones por las que se han elegido los materiales y las tipologías estructurarles en definitiva adoptadas. También se exponen algunas dificultades surgidas de la consideración de la norma armenia. Las Unidades estructurales que se analizan son: el edificio principal de diseño mixto hormigón acero; las Unidades de Conexión Vertical, totalmente de hormigón armado y los puentes de interconexión totalmente en acero y sin columnas intermedias. El proyecto fue realizado en la Argentina con la colaboración de técnicos y profesionales exclusivamente argentinos. La obra fue gerenciada por Aeropuertos Argentina 2000 y constituye un ejemplo clásico de construcción dentro de lo que podemos denominar mundo globalizado. Abstract The present work describes the characteristics and the basic aspects of seismic design of the amplification of the airport Zvartnots in Yerevan, the capital of Armenia. The project is in one of the zones of the planet of major seismicity, and the principal building has some singularities of importance as being of possessing base isolation in the principal building and 130 meters of total length without joints. In the present article there is realized a summary of the structural characteristics of the airport and are explained the reasons by which the materials, static systems and constructive methods have been chosen. Also there are exposed some difficulties arisen from the consideration of the Armenian norm. The structural units that are analyzed are: the principal building of mixed design concrete and steel; the Units of Vertical Connection, totally of reinforced concrete and the bridges of interconnection totally in steel and without intermediate columns.

1) Introducción La ampliación del aeropuerto Zvartnots en Yerevan, capital de Armenia, es una obra original en el contexto de las obras que hasta el momento se han realizado en Armenia. También lo sería en Argentina ya que no hay obras de similar envergadura en ninguno de los dos países que cuenten con aislación de bases ni con 130 metros de construcción sin juntas en una obra en su mayor parte de hormigón armado. Armenia está ubicada en una zona de elevada sismicidad. Aproximadamente

como la que corresponde a la ciudad de San Juan en nuestro país. Además, en su condición de aeropuerto y única salida en caso de conflictos con países limítrofes, constituye una obra de vital importancia para la totalidad de la población. La ampliación del viejo aeropuerto, que si bien es monumento histórico nacional se encuentra obsoleto desde varios puntos de vista (incluido el sismorresistente), ha sido proyectada y construida en su totalidad por Aeropuertos Argentina 2000. El proyecto fue realizado en la Argentina con la colaboración de técnicos y

profesionales exclusivamente argentinos. Desde un punto de vista del mundo globalizado en que estamos viviendo, es una obra sumamente representativa. Los materiales y las tecnologías han sido traídos de diferentes partes del mundo y la mano de obra utilizada fue mayormente armenia, si bien conducida y supervisada por técnicos y profesionales argentinos. En el presente trabajo se hará hincapié fundamentalmente en los aspectos de diseño sismorresistente y en la descripción de algunos aspectos relevantes de las obras. 2) Descripción de las obras

• Identificación de las Unidades en planta (edificio, UCV, viejo edificio, Anexo, puentes de conexión)

La ciudad de Yerevan está ubicada en una zona de importante sismicidad por lo que todas las estructuras son sismorresistentes. La aceleración del suelo es de 0,40 g Las estructuras de la ampliación del aeropuerto de Yerevan podemos separarlas en las siguientes partes o unidades (Fig. 3):

Figura 1

1. Edificio principal. 2. Conexión con edificio existente. 3. Puentes triples de conexión con las Unidades de Conexión Vertical. 4. Puentes simples. 5. Unidades de Conexión Vertical. 6. Edificio Anexo

2.1. Edificio principal (Terminal T3)

Figura 3

Figura 2

Se trata de un edificio de hormigón armado y cubierta metálica, con entrepisos intermedios también metálicos y apoyados sobre aisladores sísmicos de goma y plomo. El edificio de hormigón armado está constituido por tres niveles de losas, nivel –4.80m, nivel +0.20m y nivel +7.20m. La cubierta es una estructura metálica. Existen además dos entrepisos de estructura metálica, en los niveles +3.70m y +12.00m. (Fig. 4)

Cada uno de los niveles de hormigón está compuesto por un sistema de vigas longitudinales de 90cm de ancho y 90 cm de altura y transversales de 70cm de ancho y 85 cm de altura y columnas circulares de 1,30 metros de diámetro. Las vigas y columnas constituyen un sistema aporticado en ambas direcciones . Las columnas están dispuestas en módulos, separados 12.00m en sentido longitudinal y 8.00m en sentido transversal. El edificio tiene 10 módulos en dirección longitudinal y 4 módulos en dirección transversal (Fig. 5). Para poder anclar correctamente las armaduras de las vigas de hormigón armado en las columnas extremas, se prolongan las vigas 50cm, más allá del filo extremo de las columnas. Las losas son alivianadas con el sistema Prenova, de 24cm. de espesor. Cada losa de 12.00m x 8.00m, está compuesta por una prelosa premoldeada de 5cm de espesor. Posteriormente, y una vez colocada la prelosa en su sitio se completa el espesor con hormigón “in situ” hasta alcanzar la altura total de la losa.

Figura 4

AXI

S R

2

AXIS R1

Debido a la concepción sismorresistente que tiene el edifico toda la estructura que se encuentra por encima de los aisladores sísmicos, debe moverse sin interferencias ante acciones sísmicas. Por esta razón, tanto los Puentes Triples como la Conexión con el edificio existente como el muro perimetral del subsuelo del edificio se encuentran separados de la estructura aporticada por juntas de aproximadamente 60 cm de ancho. Por debajo de los aisladores sísmicos, en el nivel -7.15, se encuentra una losa continua, con fundaciones unificadas a la losa. Esta losa se prolonga vertical y perimetralmente en muros de contención Sobre estos muros de contención apoyan los puentes triples, quedando así desvinculados de la estructura principal del edificio. De acuerdo a la información obtenida de los estudios geotécnicos realizados, el manto resistente para fundar el edificio, es una roca de color rojo denominada “Tofu”, que se encuentra aproximadamente a 10.00m de profundidad. Las distintas perforaciones realizadas, mostraron que esta profundidad no es constante a lo largo del edificio, por lo tanto este manto define un plano inclinado según la dirección longitudinal del edificio. Es por esta razón que las fundaciones tienen una profundidad variable. Este nivel de fundación está compuesto por una losa de hormigón armado ‘in situ” de 30cm de espesor, con vigas longitudinales y transversales de 1.40m de ancho y 1.20m de altura. Las fundaciones conjuntamente con las vigas representan un sistema aporticado en ambas direcciones. Las columnas circulares de hormigón terminan por encima del nivel superior, prolongándose mediante columnas metálicas hasta llegar a la cubierta. Las columnas de hormigón – metálicas forman junto a las vigas metálicas de la cubierta, pórticos en la dirección transversal, y están articulados en dirección longitudinal.

Figura 5

La estructura de hormigón armado es continua y sin juntas en toda la longitud a efectos de permitir un trabajo conjunto de la totalidad de la estructura. La calidad del hormigón para la totalidad de la estructura es de f´c = 25 MPa según ACI 318 (aprox. H 21 según actual CIRSOC 201 de Argentina). La armadura responde a las características de la norma ASTM 705 y es armadura apta para usarse en construcciones sismorresistentes. La cubierta, como se indicó más arriba, es metálica en su totalidad. El plano de la misma está arriostrado con diagonales y montantes para configurar un plano rígido. Este plano es independiente del plano de las correas, que se encuentra algo más elevado. Las vigas principales transversales y longitudinales son perfiles armados “Doble T”. Las vigas transversales se aportican con las columnas, que tiene una sección cajón, para que tenga rigidez en ambas direcciones. Existen dos entrepisos metálicos a niveles + 12.00 y + 3.70. Se encuentran simplemente apoyados sobre las columnas de hormigón y colgados en algunos ejes de las vigas del nivel superior. Estos entrepisos no restringen el movimiento de los pórticos de hormigón armado y apoyan en las columnas a través de ménsulas metálicas. Poseen juntas de dilatación cada dos ejes (aproximadamente 24.00m) y el piso está compuesto por un “steel deck”. Las carpinterías exteriores están vinculadas a parantes metálicos de sección cajón. Todo el sistema exterior es suficientemente flexible para no entorpecer el funcionamiento de los pórticos sismorresistentes interiores. Todas las uniones en obra de la estructura metálica, salvo excepciones indicadas en los planos, son abulonadas y exclusivamente a fricción. 2.2. Conexión con edificio existente (Connection Bridge) Se trata de un puente con estructura metálica reticulada en ambas direcciones con dimensiones de 30 metros de largo, 3.60 metros de ancho y 15 metros de altura sobre nivel de suelo. El piso es un tablero de steel deck. No posee vinculación ni con el edificio nuevo ni con el edificio existente. Con el primero de ellos posee una junta importante por la presencia de los aisladores sísmicos. El puente es simplemente apoyado con dos ménsulas extremas. La estructura del puente está sustentada por medio de 2 columnas circulares del mismo diámetro que las columnas internas del edificio. Cada columna posee una ménsula en su parte superior para permitir el apoyo del puente. Los apoyos son de neopreno armado y llevan topes antisísmicos. Las fundaciones de cada una de las columnas son bases independientes ubicadas a 4.00m de profundidad. 2.3. Puentes Triples (Finger Departures Bridges)

Son tres estructuras metálicas que unen el edificio principal con las Unidades de Conexión Vertical. Son estructuras fundamentalmente reticuladas si bien existen algunos sectores aporticados, como por ejemplo los pórticos en ambos extremos. Se trata de vigas Warren dobles. El piso es un tablero de steel deck (Fig. 6 y 7). Estas estructuras tienen aproximadamente 30.00m de longitud, 3 pasarelas de 2.20m de ancho cada uno, y 9.50m de altura respecto del nivel de terreno, con ambos extremos a distinto nivel. Las pasarelas comunican las Unidades de Conexión Vertical con el edificio principal. Los puentes apoyan sobre placas de neopreno armado y poseen topes antisísmicos. 2.4. Puentes Simples (Finger Bridges) Son dos puentes metálicos que unen las Unidades de Conexión Vertical ubicadas frente al edificio, con aquellas que están en los extremos. Son estructuras reticuladas con vigas Warren dobles. El piso es un tablero de steel deck. Estas estructuras tienen aproximadamente 50.00m de longitud, 2.20m de ancho y 6.50m de altura respecto del terreno. También se encuentran apoyadas sobre apoyos de neopreno armado y poseen topes antisísmicos. 2.5. Unidades de Conexión Vertical (Vertical Connection Units - VCU) Las Unidades de Conexión Vertical son cinco estructuras de tabiques de hormigón armado con entrepisos de losas y vigas también de hormigón “in situ”, y cubierta metálica. Son estructuras de 12.50m x 6.50m en planta, y 9.60m de altura, con entrepisos en los niveles –3.10m, +0.05m, y +4.40m La estructura sismorresistente de estas unidades está constituida por tabiques perimetrales que tienen un espesor de 40cm y 30 cm, y que se ensanchan a 60cm para recibir el apoyo de los puentes metálicos que les llegan.

Figura 6 Figura 7

Los tabiques están fundados en una estructura aporticada en las dos direcciones, con vigas de 0.90m de ancho y 1.20m de alto ubicadas en el nivel –3.10m, con los pozos de fundación de 1.80m de diámetro. Estos pozos de fundación se extienden hasta los 10.00m de profundidad, para llegar al manto de roca resistente y permitir que las estructuras metálicas que aquí se apoyan, lo hagan todas en el mismo estrato de suelo. 2.6. Edificio Anexo Este edificio se encuentra ubicado adosado a una esquina del edificio principal. Es una estructura central de 46.00m de largo y 15.60m de ancho, y 5.60m de altura, con dos edificios laterales más pequeños. El sistema estructural está concebido como columnas metálicas en ménsula según las dos direcciones, con la cubierta simplemente apoyada sobre las mismas y desvinculada de las paredes perimetrales a través de juntas para evitar desniveles sísmicamente inconvenientes. Las estructuras están fundadas en una platea de 35cm de espesor apoyada sobre un suelo de relleno. El edificio se encuentra unido al edificio principal a través de un pasillo donde se encuentra una junta de importancia que permite el desplazamiento sin interferencias del edificio principal. 3) Diseño sismorresistente 3.1) Diseño sismorresistente global A efectos de lograr un diseño global razonable, elegir los puntos donde se encontrarían las juntas y evaluar la necesidad de colocar columnas se tuvieron en cuenta una serie de requerimientos y condicionamientos:

• En primer lugar, según las pautas de diseño sismorresistente, es necesario que las diferentes unidades tengan un comportamiento suficientemente independiente. De esta forma, se genera un comportamiento previsible de las unidades del sistema y se facilitan los cálculos sísmicos, que de otra manera, se transformarían en engorrosos e inciertos.

Figura 8

• En segundo lugar, dada la importancia del edificio principal del aeropuerto

Zvartnots, el mismo fue diseñado con aislamiento de bases, lo que implicó la necesidad de conciliar los importantes desplazamientos del edificio (del orden de los 50 cm.) con el diseño global. El edificio Anexo y las Unidades de Conexión Vertical se diseñaron sin aislación de base.

• En tercer lugar el Estudio de Suelos mostró que existía un manto de arena

a 4,00 metros de profundidad sobre el que se podían fundar estructuras menores. Sin embargo, la recomendación para el edificio principal era ir hasta la roca (tofu) blanda que se encontraba a -10,00 metros.

• En cuarto lugar, la estética y funcionalidad del conjunto requería evitar la

presencia de columnas bajo los puentes. Por lo tanto, la consideración de todos estos elementos llevó a realizar juntas sísmicas entre Unidades, colocar apoyos de neopreno en los puentes y a generar en el edificio principal una pantalla prolongación del muro de contención de la fundación del edificio. De esta manera, se mantuvo la independencia de funcionamiento logrando un conjunto de Unidades de Conexión Vertical que podemos imaginar como puntos relativamente fijos (como estribos de puente, por ejemplo) y los puentes, como tramos simplemente apoyados a través de apoyos de neopreno armado sobre los puntos fijos (Fig. 9 y 10). El arriostramiento de las fundaciones, siempre dificultoso en los puentes de luces medianas y grandes, se logra mediante la penetración de la fundación de en la capa de roca.

El puente entre el edificio nuevo y el existente fue el único que se diseñó con columnas intermedias, dada la dificultad de apoyar directamente sobre las estructuras existentes del aeropuerto sin realizar modificaciones de importancia en un edificio que está declarado como “patrimonio histórico nacional”. 3.2 Edificio principal

3.2.1 El sistema aporticado

Como hemos visto, el aeropuerto Zvartnots es una construcción estratégica para el país. Por esta razón, se pensó en dotarlo de importante seguridad en

±0.00

-2.06

+2.21

FFL=+ 4.50

Figura 9 Figura 10

lo que respecta a su diseño, a su comportamiento estructural y a la manutención de las instalaciones básicas (electricidad, agua potable, etc.). Para lograr este objetivo se incluyó una aislación de las bases mediante la inclusión de apoyos de plomo y goma, y se proyectó un sistema de pórticos con baja interferencia de los elementos no estructurales y suficientemente rígidos para mantener acotada la deformación transversal del conjunto. Los entrepisos intermedios a nivel + 3,70 y + 12,00 fueron diseñados como estructuras metálicas independientes. Es decir, aportando como cargas pero no como elementos de rigidez que pudieran generar columnas de diferentes longitudes en el mismo nivel. A efectos de impedir que los entrepisos metálicos pudieran comportarse como puntales internos impidiendo la libre contracción de fraguado de la estructura de hormigón, los entrepisos fueron diseñados con juntas cada 24 metros, de manera que pudieran dilatarse o contraerse libremente. El mismo criterio se adoptó con los elementos de fachada. La razón de haber elegido como sistema estructural un sistema aporticado en ambas direcciones (y no sistemas con tabiques y/o estructuras reticuladas, por ejemplo) obedeció fundamentalmente a que la propuesta de arquitectura requería amplios espacios luminosos con la menor interferencia estructural posible. Y la razón por la que se prefirió como material el hormigón armado y no la estructura metálica para todo lo que no fuera la cubierta, obedeció fundamentalmente a dos razones: • En Armenia la mayoría de las estructuras son de hormigón armado lo que

implicaba una mayor facilidad de encontrar mano de obra calificada • La mayoría de los ensayos de uniones sismorresistentes en estructuras

metálicas corresponde a sistemas planos por lo que un sistema de pórticos espaciales metálicos hubiera requerido ensayos sismorresistentes especiales.

Por lo tanto, el sistema sismorresistente general fue adoptado de hormigón armado con excepción de la cubierta que fue diseñada de acero para evitar los efectos desfavorables de una masa importante ubicada en el nivel superior. La elección del sistema aporticado fue ampliamente discutida. En particular, el tema de las columnas del último nivel que tenían una altura considerable, de aproximadamente 14 metros. Para este nivel se analizaron tres alternativas de columnas: aporticadas abajo y arriba; aporticadas abajo y articuladas arriba; y articuladas abajo y aporticadas arriba. La situación “articuladas abajo y aporticadas arriba” fue descartada tanto por las recomendaciones sismorresistentes de evitar la discontinuidad estructural como porque la articulación abajo debe ser esférica, lo que resulta de una cierta complicación, y se recarga la estructura metálica en el nudo superior.

La situación “aporticadas abajo y arriba” se terminó adoptando para el sentido transversal a efectos de disminuir los desplazamientos relativos entre el nivel +7,30 y el nivel superior que resultaban limitantes para el diseño, mientras que para el sentido longitudinal se terminó adoptando la configuración “aporticadas abajo y articuladas arriba” ya que las solicitaciones por temperatura en esta dirección, con 120 metros de longitud total del edificio, eran mucho menores que para la configuración “aporticadas abajo y arriba”. 3.2.2 Un edificio sin juntas La longitud del edificio de 130 metros sin incluir juntas tiene una razón principal de ser. Dada que la deformación de los apoyos LRB es muy importante (del orden de los 500 mm bajo carga sísmica máxima) la inclusión de una junta interna hubiera dificultado enormemente el funcionamiento ya que habría que haber creado una junta de alrededor de 1,20 metros para evitar la colisión entre bloques. Esta situación, si bien posible desde un punto de vista técnico, es sumamente indeseable desde 3 puntos de vista: a) el humano psicológico ya que desde dentro del edificio se verían mover los bloques entre juntas en forma diferente; b) las instalaciones, ya que cada vez que se introdujera una junta habría que diseñar tantos sistemas independientes como juntas se introdujeran y c) encarece las soluciones.

Quisiéramos hacer notar aquí un aspecto fundamental de las estructuras sobre apoyos de goma en relación con aquellas que no los tienen, vinculadas especial-mente a este punto. Si bien siempre existe deformación relativa de un piso en relación con el inmediato inferior en

relación con la contracción de fraguado, que depende de múltiples factores (en particular de la diferencia de tiempos de hormigonado entre uno y otro piso) las deformaciones globales a tiempo infinito que son las de mayor importancia no tienen prácticamente retención en los pisos bajos y, en particular, en las fundaciones, ya que los desplazamientos son permitidos por los apoyos de goma que se desplazan simultáneamente con el edificio (Fig. 11). Por lo tanto, la incidencia en la fisuración global de la contracción de fraguado es muy inferior a la de una estructura sin apoyos móviles. A pesar de esta situación favorable el edificio fue construido en tres bloques diferentes que permitieran que cada bloque se contrajera en forma

Figura 11

independiente antes de unificarlos definitivamente. (Fig. 12). Además, se incluyó una importante armadura de fisuración longitudinal, tanto en la estructura por debajo de los aisladores (muros de fundación incluidos) como en la superestructura de entre el 0,6 y el 1 % de la sección transversal de los elementos.

Por otra parte, se tomaron muchos recaudos para la realización del hormigonado en todas sus etapas: dosificación transporte, llenado, vibrado, curado etc. A tal efecto viajó para Armenia un técnico integrante del ITH de Argentina quien se ocupó exclusivamente de estos temas. En definitiva, ni la infraestructura ni la superestructura presentaron fisuras de significación. 3.2.3 Transición de materiales en columnas La disyuntiva sobre la transición de materiales se presentó en las columnas del último nivel. Dentro de la solución empotrada-empotrada se trataba de ubicar la transición hormigón-acero en el lugar más adecuado teniendo en cuenta tanto aspectos sismorresistentes como aspectos estéticos y constructivos. En la decisión se tuvo especialmente en cuenta que todos los reglamentos que incluyen pautas de diseño recomiendan que los elementos verticales sean lo más continuos posibles y no tengan variaciones bruscas de rigidez en altura. Se terminó optando por realizar la unión en el cuarto central de la columna ya que en este sector los momentos son pequeños y las secciones estructurales trabajan en forma elástica. Se evitó así la realización de la transición en las cercanías de los nudos los momentos son máximos. (Fig. 13)

Figura 12

La sección de la columna metálica adoptada fue cuadrada tubular para lograr una inercia similar en las dos direcciones de la columna asimilándola lo más posible a la simetría de inercias de la columna de hormigón. Para la viga se adoptó una sección “doble T” para abaratar la estructura y facilitar las uniones con el resto de la estructura de la cubierta. El punto de mayor importancia del diseño consistía en lograr una buena transición a la flexión entre hormigón y acero. En definitiva, fueron estudiadas 3 alternativas: a) Pernos de anclaje embebidos directamente en el hormigón, fijados con plantilla; b) Vainas embebidas en el hormigón y posterior embebido de los pernos dentro de las vainas con grouting; c) Soldadura “en obra” de la placa base a la columna.

Se optó al final por la primer alternativa que resultaba la más sencilla si se lograba realizar un correcto replanteo de la plantilla que fijaba los pernos de anclaje. Cosa que sucedió (Fig. 13 y 14). 3.2.4 Ubicación de apoyos LRB

Un aspecto que requirió de un análisis detallado fue el correspondiente al lugar donde se colocaría los apoyos LRB. Existían tres alternativas que suelen aplicarse, como puede verse en el dibujo superior. La alternativa “a” no facilitaba la reparación eventual de los apoyos. La alternativa “b”

Figura 13 Figura 14

Figura 15

generaba que todos los equipos e instalaciones ubicados en el subsuelo tuvieran un movimiento diferencial importante respecto a los niveles superiores del edificio, escaleras incluidas. Sólo la alternativa “c” generaba suficiente garantía de mantenimiento y buen funcionamiento. Por lo tanto, esta fue el elegido lo que implicó la existencia de un piso técnico bajo el nivel del subsuelo (Fig. 15).

3.3 Puentes

Debido tanto a la reversibilidad de las acciones sísmicas como a la incertidumbre de la magnitud de las acciones (y respuesta del edificio) la estructura principal, tanto en sentido vertical como horizontal fue diseñada como “vigas Warren dobles”. De esta manera, si falla cualquier diagonal, el sistema no se transforma en un hipostático sino que puede mantenerse estable a través de un sistema alternativo de funcionamiento (Fig.10). Los puentes se encuentran apoyados en sus extremos en apoyos de neopreno armados (Fig. 9).

3.4 Unidades de Conexión Vertical A efectos que las Unidades de Conexión Vertical sirvieran como apoyo a los puentes de interconexión y pudieran considerarse como virtuales puntos fijos, se diseñaron como si fueran estribos de puente: con una importante solidez y rigidez, tanto a la flexión como a la torsión. Por esta razón, las UCV llevan una estructura perimetral de tabiques de hormigón armado fundada a -10,00 metros en roca que evita los grandes desplazamientos que pudieran haberse generado con estructuras aporticadas o poco rígidas. Las UCV no llevan apoyos de goma ni una fundación aislada de otro tipo. Por lo tanto, todo el sistema UCV y puentes se comporta como un sistema “espacial de puentes” apoyado sobre puntos fijos. En el edificio principal los puentes triples apoyan sobre un tabique de 60 cm de ancho que nace desde la fundación, de manera que también puede considerarse como un punto fijo.

4) Apoyos del edificio principal Los 51 apoyos utilizados son apoyos del tipo LRB de goma y plomo. Existen varios proveedores en el mundo. Los colocados en el edificio fueron provistos por la firma Robinson Seismic LTD de Nueva Zelanda (Fig.16). El Ing. Robinson, titular de la firma, fue el inventor de estos apoyos de gran difusión en el mundo. Los apoyos consisten en un cuerpo principal de goma (no neopreno) donde se intercalan planchas de acero. En su interior llevan varios cilindros de plomo. Figura 16

Algunas ventajas de los apoyos LRB son las siguientes: a) Reducen las fuerzas sísmicas, b) Tienen bajo o nulo mantenimiento; c) prácticamente inmunes a la corrosión; d)inertes a la agresión del medio; e) es el tipo de apoyo sismorresistente sobre el que existe mayor experiencia de uso; f) permiten controlar la distribución de fuerzas horizontales; g) son rígidos y tienen alta rigidez inicial por la presencia del plomo. Su forma de trabajo se ilustra en el gráfico de la presente página (Fig.17), que muestra las características de un apoyo LRB sometido a cargas de corta y larga duración: Para cargas de corta duración tales como viento y sismo, la curva fuerza – desplazamiento muestra una alta rigidez inicial proporcionada fundamentalmente por el o los cilindros de plomo.

Cuando el plomo entra en fluencia, la rigidez disminuye. La situación descripta es sumamente importante para que los apoyos no generen movimientos perceptibles bajo acciones frecuentes tales como vientos medianos, sismos de pequeños a moderados o la acción de las turbinas de los aviones. Para cargas de larga duración como la temperatura, o la contracción de fraguado o fluencia de la superestructura, por ejemplo, la fluencia del plomo reduce notablemente las fuerzas de corte que se inducen en el apoyo. En el gráfico de la figura 17, puede verse la variación de las fuerzas inducidas en la superestructura y los desplazamientos de

los apoyos en función del período de vibración (altura del apoyo). Con un incremento en la altura de los apoyos el período de vibración también se incrementa y la fuerza transmitida a la superestructura se reduce. Con una disminución en la altura de los apoyos, el período se reduce y la fuerza, por lo tanto, se incrementa. Los apoyos que se terminaron adoptando

Figura 17

Fig. 18

tenían las siguientes características: Dimensiones del apoyo: 770 x 770 mm. en planta y 422 mm de altura. En el interior cinco cilindros de plomo de un diámetro de 116 mm. En el cuerpo del apoyo lleva 25 planchas de acero de 3mm de espesor alternadas con 26 espesores de goma de 12,8mm de espesor (Fig. 18). Los apoyos van fijados a la estructura de hormigón armado a través de acoples roscados que se dejan dentro del hormigón. En estos acoples se fijan los bulones de manera que los apoyos puedan sacarse y reemplazarse por otros en la medida que hayan sido afectados por algún sismo o se detectara alguna falla de diseño o colocación (Fig. 19).

El desplazamiento de diseño máximo es de 360 mm y el desplazamiento máximo total de 540 mm. El Uniform Building Code, reglamento utilizado para el diseño, incluye estos dos desplazamientos para realizar diferentes tipos de verificaciones. El módulo G de la goma terminó siendo de 0,90 MPa y el módulo efectivo de Keff = 2400 KN/m. Los apoyos fueron ensayados en Kuala Lumpur, Malasia, en una máquina con capacidad para cargas horizontales de 7000 kN. y verticales de 20000 kN. La modalidad de la máquina genera que los apoyos se ensayen de a dos. 5) Elementos no estructurales en edificio principal Una de las dificultades importantes que surgen de la inclusión de apoyos de goma y plomo, es la necesidad de diseñar juntas adecuadas para todo lo que constituye el perímetro del edificio. En nuestro caso hubo que diseñar juntas especiales en la unión del edificio con las veredas, con los puentes y con el Anexo. Estas juntas deben permitir el movimiento del edificio sin colisionar con las estructuras vecinas de manera que se han proyectado para 600 mm de desplazamiento.

Figura 19

La unión del edificio con las veredas perimetrales se ha proyectado como una “pollera” metálica que absorbiera los 600 mm de desplazamiento en cualquier dirección (Fig. 20 y 21). En los demás casos, estas soluciones han debido conciliarse con las juntas en el resto de los cerramientos. Las paredes, con excepción de las de Durlock, que son suficientemente flexibles y se asumió que fallan durante una acción sísmica extrema, se han diseñado con apoyos móviles perimetrales que toman, tanto la carga perpendicular al plano de la pared como permiten el movimiento libre de los pórticos sin generar dificultades al funcionamiento estructural, pues no existe interacción con los elementos interiores no estructurales. Para el cerramiento perimetral se adoptó el criterio de dimensionarlo para que sea factible una distorsión en su propio plano (sin aportar mayor resistencia) del mismo orden que la distorsión máxima que se produce en el sistema estructural aporticado para el sismo de diseño que es de 1:140. Las escaleras fueron diseñadas con apoyos móviles deslizantes en cada piso de manera de evitar que las mismas impidieran el correcto funcionamiento de los pórticos.

Las instalaciones se diseñaron para admitir los 50 cm de desplazamiento que se requieren durante el máximo movimiento sísmico. Tanto las instalaciones eléctricas, de gas, de agua, etc. llevan un dispositivo para evitar que se produzcan roturas de instalaciones. En la figura de la presente página puede de verse un dispositivo flexible para una instalación de gas

Figura 22

Figura 20 Figura 21

6) Losas alivianadas de entrepisos La necesidad de alivianar lo más posible el peso de la estructura para disminuir al máximo las cargas sísmicas llevó a utilizar un sistema de losas alivianadas denominado en la Argentina sistema Prenova Este sistema está constituido por una losa de hormigón armado alivianada con esferas de plástico. La reducción de peso que se logra es de aproximadamente un 40% del peso total de la misma losa si hubiera sido maciza. En la foto que se agrega a continuación (Fig.23), puede verse una zona de voladizos en la obra del edificio principal.

Este sector fue armado y hormigonado “in situ”. Sin embargo, la mayor parte de las losas fueron realizadas en dos etapas: una etapa prefabricada en la que se hormigonaba en obrador 5 cm de losas con la armadura inferior incorporada y el resto se hormigonaba directamente en el lugar sobre esta losa. El brazo de palanca no se modifica mayormente para el cálculo de la armadura y en relación con el corte, los ensayos realizados en Holanda llegaron a la conclusión que se puede calcular con una sección equivalente al 60 % de la sección total. La solución es interesante para estos casos porque el sistema es de ejecución sencilla y tiene un peso ligeramente menor al de un casetonado o envigado clásicos.

Las losas adoptadas tenían un espesor de 24 cm. Las esferas interiores son de 18 cm y la separación entre esferas de 2 cm. El método adoptado para la obra fue de losetas prefabricas de 5 cm de la totalidad de la superficie que requerían las losas: 7,00 x 11,00 metros. Las losetas llevaban incluida la armadura inferior. Las esferas se colocaban in situ a posteriori que la loseta estuviera montada. Las losetas se montaron con una sola grúa y se apoyaron sobre un sistema de andamios que había sido previamente nivelado. El hormigonado se

Figura 23

Figura 24

realizó conjuntamente con las vigas perimetrales (Fig. 25). Si bien existían experiencias realizadas en Holanda sobre el funcionamiento de las losas Prenova construidas en dos etapas, quisimos realizar nuestra propia experiencia y realizamos un ensayo de carga.

La prueba de carga consistió en el ensayo de una losa de 7*11 m. apoyada en 4 bordes, isostática, es decir, reproduciendo lo mejor posible la situación del proyecto. El espesor total de la losa fue de 22 cm, el diámetro de las esferas de 18 cm y la armadura colocada una malla ø 8 c/10 abajo y de ø 6 c/10 arriba

Se cargó la losa con 40tn de arena y se realizó posteriormente una evaluación del sistema ante cargas dinámicas mediante el pasaje sobre la losa de una máquina Bobcat (Fig.26). En todos los casos el sistema se comportó correctamente habiéndose producido deformaciones menores a las de cálculo y fisuras difíciles de detectar a simple vista. Bajo la carga de arena la losa tuvo una deformación elástica de 10mm. Y una

deformación por creep de 5 mm a los 28 días.

7) Algunos aspectos sísmicos reglamentarios El único tema que generó algunas discusiones con el gobierno armenio fue el tema sísmico debido a las diferentes prescripciones del reglamento UBC y del reglamento armenio en relación, tanto con aspectos conceptuales como con aspectos de detalle. El gobierno armenio aceptaba que el edificio fuera calculado con cualquier norma actualizada pero debía simultáneamente cumplir con las prescripciones del reglamento nacional. El diseño básico fue realizado en Argentina con el reglamento UBC. Esta decisión se debió tanto a que este reglamento tiene prescripta en forma detallada el proyecto y cálculo de estructuras con aislación de base, como a la idea general

Figura 25

Figura 26

que iba a ser más práctico realizar todo el proyecto en base a normas norteamericanas: ACI 318 para el hormigón armado; LRFD (Load and Resistance Factor Design Specification) para estructuras metálicas y AWS perteneciente al ANSI para soldaduras. Pero cuando se recibió el proyecto por parte de las autoridades armenias, las estructuras fueron verificadas por el SSPC de acuerdo al reglamento armenio y las estructuras no verificaban. En particular, los desplazamientos en correspondencia de los apoyos LRB eran bastante mayores que los calculados con el UBC. Como consecuencia de esta situación se debió realizar una comparación entre los dos reglamentos y se encontraron algunas diferencias importantes en varios puntos entre los que se encuentran los siguientes: inexistencia en el reglamento armenio de requerimientos específicos para aislación de bases, espectro de diseño, diferentes características de los hormigones sismorresistentes (común, dúctil, etc.), distancia entre juntas sísmicas, uniformidad de material y coeficiente R de reducción de solicitaciones.

• Falta de prescripciones específicas

El actual reglamento armenio se haya en revisión, pero por el momento son válidas sus prescripciones que se consideran de cumplimiento obligatorio en toda la República. Esta circunstancia, unida al hecho que no existen prescripciones específicas para aislación de base y a que es difícil en Armenia aprobar algo que no se encuentre normalizado, generaron algunas dificultades que sólo pudieron ser superadas después que se generó un clima fluido apto para el diálogo.

• Espectro de diseño

El espectro de diseño del Código Armenio presenta la rama descendente de la parábola (región controlada por la velocidad) como una función de 3/21 T . Esta fórmula ha sido usada en códigos antiguos (ATC-3, 1978; INPRES-CIRSOC 103 1983; UBC, 1994) para generar valores conservadores en el caso de edificios de período largo para obtener el coeficiente sísmico en el caso de utilizar el método de las fuerzas equivalentes o el corte basal en el caso del análisis modal espectral. Los desplazamientos que se obtienen con la formula indicada son excesivamente grandes y fuera de la realidad. Por lo tanto, los Códigos modernos expresan la rama descendente de la parábola en función de T1 . Los sistemas de apoyos para edificios aislados se diseñan para los máximos desplazamientos esperados. Por lo tanto, los desplazamientos deben evaluarse en forma tan realista como sea posible. Por tal razón, se adoptó el criterio de T1 , que fue propuesto por el Ing. Alejandro Giuliano, actual director del INPRES, en base al procedimiento tradicional de Newmark & Hall para construir espectros que considera los valores máximos esperados de aceleración, velocidad y desplazamiento del suelo.

En el gráfico siguiente puede verse la diferencia entre ambos espectros.

RESPONSE SPECTRUM ANALYSIS

0.0000.2000.4000.6000.8001.0001.200

0.00 2.00 4.00

T (sec)

b (g

) Proposed Spectrum

Armenian Spectrum

• Coeficiente de reducción

De acuerdo al Uniform Building Code 97 el factor de reducción que se admite para el cálculo de solicitaciones en el caso de construcciones con aislación de base es de R = 2. El reglamento armenio, sin embargo, en su apartado 2.7.2 indica que el coeficiente a adoptar en estos casos es de R = 1.

Esta diferencia genera un importante incremento en las solicitaciones del sistema, particularmente en el corte basal que es el esfuerzo que permite dimensionar los apoyos. • distancia entre juntas Según la tabla 3.1 del reglamento armenio la máxima distancia entre juntas para una construcción sismorresistente y la calidad de suelo del sitio es de 50 metros. Por lo tanto, los 130 metros de longitud sin juntas resultaban totalmente fuera de los requerimientos reglamentarios. • Elementos portantes verticales Según el reglamento armenio, las estructuras portantes básicas deben ser monolíticas y homogéneas, es decir, del mismo material. El hecho que no se nombren situaciones que pueden abarcan más de 1 material generó importantes discusiones sobre el punto donde debería ubicarse la transición de materiales ya que la cubierta, por razones de peso debía ser metálica.

En definitiva, y después de varias discusiones con los expertos armenios, se terminó adoptando el UBC en forma completa para las acciones sísmicas, aceptándose los 130 metros de longitud sin juntas e incluyendo una transición hormigón-acero en la zona central de las columnas superiores con continuidad a la flexión. 8) Una obra globalizada Dado que la ampliación del aeropuerto de Yerevan es una obra en un país lejano realizada desde la Argentina se prestaba la experiencia de una obra globalizada. En principio, se trataba de realizar una obra con la mayor cantidad posible de mano de obra local, tanto por lo barata de esta mano de obra como por la

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conveniencia de dar posibilidades a la gente local necesitada de trabajo por la abrupta disminución de actividad que se produjo a partir de la disolución de la Unión Soviética. Por lo tanto, la mayoría de los trabajos se realizaron con mano de obra local con supervisión o dirección de técnicos y profesionales argentinos. La responsabilidad de la construcción fue de Aeropuertos Argentina 2000. El proyecto fue realizado en la Argentina. Los servicios y materiales fueron encargados en diferentes partes del mundo entre los que se encontraban: Argentina, Armenia, Turquía, Eslovenia, España, Nueva Zelanda y muchos otros. 9) Referencias Determinación de las acciones sísmicas de diseño para el Aeropuerto de Yerevan, Armenia (Agosto 2003) - Ing. Alejandro P. Giuliano. Armenia International Airport - Lead Rubber Bearing – Final Isolation Bearing Report. (June 2005) – Robinson Seismic Ltd. Seismic Design - Lead Rubber Bearings Division I-A. (DIS -1995). Uniform Building Code – Vol.2 - Structural Engineering Design Provisions (1997). AISC – Seismic Provisions for Structural Steel Building Armenian Norm HHSHN II-2.02.94 Building Code Requirements for Structural Concrete (ACI318-02) and Commentary (ACI318-02). Load and Resistance Factor Design Specification for Structural Steel Buildings (AISC-1999).