Libro Del Conocimiento VOl 1 - GMI

© LIBRO DEL CONOCIMIENTO © Derechos reservados de esta edición: GMI S. A. Ingenieros Consultores. Av. Paseo de la República 4667, dpto. 701, Surquillo, Lima Tlfs.:4460-373, 446-3725, 447-0497 Mails: [email protected] [email protected] www.gmisa.com.pe Se prohíbe la reproducción total o parcial de este libro sin autorización expresa de GMI S. A.Ingenieros Consultores. Primera edición: diciembre de 2010 Tiraje: 1000 ejemplares ISBN Nº: 978-612-45943-0-4 Nº de proyecto: 11501411001184 Hecho el Depósito Legal en la Biblioteca Nacional del Perú Nº: 2011-03355 Impreso en Lima, Perú, 2011 Printed in Peru

Editado e impreso en:

www.encinasybernal.com 777-7769 / 988-610-860

PRÓLOGO Walter Silva Santisteban Requejo

GESTIÓN DEL CONOCIMIENTO EN GMI Nilton Zocón Alva

9 15

ESTRUCTURAS EMPALMES MECÁNICOS DE ARMADURAS PARA CONCRETO Teodoro Harmsen

31

DETERMINACIÓN DE LA CAPACIDAD PORTANTE DE SUELOS CONSIDERANDO CARGAS SÍSMICAS: ESTADO DEL ARTE Carlos Iwaki, Robinson Ucañán y Christian Chacón

47

ESTUDIO PARAMÉTRICO DE LA RESPUESTA SÍSMICA DE ESTANQUES ELEVADOS DE HORMIGÓN ARMADO CON AISLACIÓN SÍSMICA EN LA BASE Victor I. Fernández-Dávila, P. Baquedano, F. Gran y E. F. Cruz

63

CIVIL PROCESO CONSTRUCTIVO: ESTABILIZACIÓN DE SUELOS ARCILLOSOS CON CAL Edwin Carpio Medina DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL Rafael Menéndez MECANISMOS DE FALLA EN PAVIMENTOS FLEXIBLES Rafael Menéndez

81 99 133

ELÉCTRICA ÁREAS CLASIFICADAS COMO PELIGROSAS DE ACUERDO CON EL NEC 2005 Jorge Olivera

153

ÍNDICE CÁLCULO Y DIMENSIONAMIENTO DE PANELES SOLARES Y BATERÍAS Jaime Carvallo y Willy Trinidad

165

CRITERIOS PARA LA COORDINACIÓN DE AISLAMIENTO ELÉCTRICO Y SELECCIÓN DE PARARRAYOS EN REDES DE MEDIA TENSIÓN Miguel Bustinza

177

MECÁNICA RESUMEN PARA EL DISEÑO DE LÍNEAS DE TUBERÍAS Esteban Ríos Pita

195

GESTIÓN DE PROYECTOS EL PROCESO EFECTIVO DE GESTIÓN DE MATERIALES Y SU IMPACTO EN LOS PROYECTOS Edward Marín y Lucila Díaz

207

DESARROLLO DE PROYECTOS DE CAPITAL Y ESTIMADOS DE COSTO Rafael Figari

215

GESTIÓN DEL CAMBIO CONTRUYENDO UNA CULTURA ORGANIZACIONAL: GMI CAMBIO Nilton Zocón Alva, Magaly Morales, Maria Elena Hurtado y Aloha Rojas

237

PRÓLOGO

H

ace diez años se iniciaron cambios importantes en nuestro mercado, lo que exigió a las instituciones adaptarse a las nuevas condiciones. Nuestra empresa respondió con una organización descentralizada, expandiendo sus actividades al interior del país y fuera de él. Así mismo, las políticas implementadas por los Gobiernos sucesivos produjeron un clima favorable a las inversiones, originando proyectos más complejos con requerimientos permanentes de profesionales y técnicos. Estos retos los enfrentamos creando una cultura de trabajo basada en procesos, complementada con tecnología de punta y sistemas de gestión que, puestos a disposición de nuestros colaboradores, nos permitieron superar los desafíos. Conscientes de no poder continuar trabajando solo con procesos, sistemas y tecnología lanzamos el proyecto que llamamos “Gestión del Conocimiento”, con la convicción de que GMI es una empresa que vende conocimiento y su objetivo primordial es generar valor a sus clientes a través del mismo. Al comienzo, sin embargo, esto no funcionaba. Nos estábamos concentrando en las herramientas, en los procesos, olvidando lo más importante: las personas y su cultura organizacional; nos habíamos olvidado de la parte humana de cada uno de nosotros. Por ello revisamos la historia sobre “el poder en la humanidad”. Al principio, el poder pertenecía al más fuerte; los más fuertes y los más rápidos tenían el poder de dirigir sus vidas y las de todos aquellos que los rodeaban. Con el paso del tiempo, la civilización evolucionó, el poder se convirtió en una cuestión de nacimiento o de herencia y en una jerarquía de realezas. Después llegaron los primeros días de la revolución industrial, cuando el poder lo ostentaba el capital, y llegamos a nuestros días, donde las mayores fuentes del poder derivan del conocimiento.

INTRODUCCIÓN

GESTIÓN DEL CONOCIMIENTO EN GMI

GESTIÓN DEL CONOCIMIENTO EN GMI Nilton Zocón Alva GMI S. A. Ingenieros Consultores

GMI

es una empresa consultora de ingeniería; como tal, lo que vende es conocimiento plasmado en planos y documentos, es por ello que basa su estrategia en tres objetivos fundamentales:

• Ofrecer calidad en nuestros servicios para obtener la fidelización de nuestros clientes.

• Lograr el margen y plazo del servicio para poder obtener una consolidación económica.

Esta estrategia tiene como pilares al equipo de colaboradores y a la tecnología de la información.

• Aprovechar el conocimiento interno y externo para generar una ventaja competitiva.

Tabla 1: Estrategia GMI

CONSOLIDACIÓN ECONÓMICA

LOGRAR EL MARGEN Y PLAZO DEL SERVICIO

CAPACIDADES

PLANEAMIENTO Y PROGRAMACIÓN

EQUIPO DE TRABAJO

CONTROL Y PROYECCIÓN GESTIÓN CONTRACTUAL

CONFIANZA DEL CLIENTE

CONSEGUIR UNA BUENA CALIDAD EN NUESTROS SERVICIOS

CONTROL DOCUMENTARIO GESTIÓN DE CALIDAD ESTÁNDARES DE PROCEDIMIENTOS TÉCNICOS

VENTAJA COMPETITIVA

APROVECHAR EL CONOCIMIENTO INTERNO Y EXTERNO

ESTÁNDARES DE PROCEDIMIENTOS ADMINISTRATIVOS

TECNOLOGÍA DE LA INFORMACÓN

OBJETIVOS

MANEJO DEL CONOCIMIENTO

INTRODUCCIÓN 15

Nilton Zocón Alva

La Gestión del Conocimiento es uno de los objetivos en los que GMI basa su estrategia. El objetivo es “Aprovechar el conocimiento interno y externo para generar una ventaja competitiva”. Estamos convencidos de que solo a través de la gestión del conocimiento podremos desarrollar una ventaja competitiva que nos permita ser más eficientes, tener mayores capacidades y ser más competitivos, asegurando nuestra permanencia y desarrollo en el sector.

1. ¿QUÉ ES LA GESTIÓN DEL CONOCIMIENTO? En GMI consideramos que el conocimiento “no se puede gestionar”. El conocimiento está en cada uno de nuestros colaboradores. Lo que nosotros buscamos es administrar los espacios, tanto físicos como virtuales, para permitir el trabajo en equipo, la socialización y la integración entre todos los colaboradores de la organización, ya que es en este último grupo donde se encuentra el conocimiento.

Tan importante como la captación de datos es la organización, ya que de esta estructura dependerá cuán fácil será su acceso y aplicación en el futuro. Se deben buscar formas para compartir esta información a través de su difusión y administración, todo esto con el objetivo de generar mayor conocimiento en la organización y aprovechar el que ya existe. Para GMI, la gestión del conocimiento consiste en: “Generar y administrar espacios y elementos que garanticen la difusión, aplicación y retención del conocimiento en GMI S. A. a través del desarrollo del talento humano y el reconocimiento de los colaboradores a partir de su participación en la creación de una cultura de innovación, trabajo en equipo y mejoramiento continuo, como base para la eficiencia y la competitividad ”.

2. MODELO DE GESTIÓN DEL CONOCIMIENTO EN GMI El modelo de Gestión del Conocimiento está compuesto por dos tipos de conocimiento:

Teniendo en cuenta que GMI es una organización que vende conocimiento, le es muy importante identificar y captar la valiosa información existente para ponerla a disposición de todos los colaboradores de GMI.

1) El conocimiento dinámico: que es espontáneo y surge en el día a día, tanto dentro como fuera de la empresa. Lo que se busca es que los

Plan de capacitación Docencia interna E-Learning

Conocimiento organizacional

INNOVACIÓN

Información externa

CONOCIMIENTO DINÁMICO

MEJORAMIENTO CONTINUO CALIDAD

CONOCIMIENTO ORIENTADO

Incentivar la innovación

PLAME

Conocimiento en los proyectos

Líneas de carrera Gestión del desempeño

SOPORTE DE LA ESTRATEGIA Cultura Gestión del cambio Plan de sostenimiento Reconocimiento

16 INTRODUCCIÓN

Procesos Documentación Difusión y aplicación

Tecnología

Espacios

Medición

Evolución

Oficinas

Estrategia Operación

GESTIÓN DEL CONOCIMIENTO EN GMI

• Tecnología: se apoya en las tecnologías de última generación que permitan romper las barreras físicas y llegar a cada uno de los colaboradores sin importar su ubicación geográfica, de tal forma que la información esté al alcance de todos.

conocimientos adquiridos por los proyectos se junten con la información proveniente del entorno, para generar lo que llamamos conocimiento organizacional. 2) El conocimiento orientado: es el conocimiento inculcado a las personas a través de las estrategias implementadas de gestión humana, como son los planes de capacitación, la docencia interna, las líneas de carrera, la gestión de desempeño y la mejora continua a través de los planes de mejora (PLAME). Con estos dos tipos de conocimiento se logra impulsar la innovación, la calidad y los planes de mejora. Estos conocimientos están soportados por los siguientes elementos. • Cultura: cambio cultural que motive a los colaboradores a la socialización, a generar una cultura de trabajo e intercambiar su conocimiento con el de los demás. • Procesos: establecen caminos claros para identificar, capturar, organizar, aplicar y compartir el conocimiento • Espacios: oficinas que gestionan las áreas, espacios y redes sociales como motores para la integración y fluidez del conocimiento entre el personal.

• Medición: Indicadores que nos permitan medir la efectividad de nuestras acciones para poder desarrollar mejores estrategias.

3. COMUNIDADES DEL CONOCIMIENTO Para impulsar esta estrategia, GMI creó sus Comunidades del Conocimiento, las cuales agrupan a los colaboradores tomando como referencia sus conocimientos comunes. De esa manera se ayudaba a facilitar tanto la distribución de la información como el intercambio de conocimientos. GMI cuenta con 17 comunidades internas: Gestión Humana, Gestión de Proyectos, Estructuras, Mecánica, Geología, Eléctrica, Instrumentación, Arquitectura, Carreteras, Control Documentario, Medio Ambiente, Gestión de Materiales, Administración, Civil, ITID, PDMS y Prevención de Riesgos.

Tabla 2 Áreas/Comunid.

INFRAESTRUCTURA anoriega

SUPERVISIÓN aponce

MINERÍA Rbrink

nzocon

nzocon

nzocon

nzocon

GESTIÓN DE PROYECTOS

13

wsilvas

wsilvas

wsilvas

wsilvas

ESTRUCTURAS

50

rucanan

rucanan

rucanan

rucanan

MECÁNICA

64

erios

erios

erios

erios

GEOLOGÍA

14

amarkov

amarkov

amarkov

amarkov

ELÉCTRICA

42

drivero

drivero

drivero

drivero

8

agalarreta

agalarreta

agalarreta

agalarreta

28

jpimentel

jpimentel

jpimentel

jpimentel

CARRETERAS

34

aponce

aponce

aponce

aponce

CONTROL DOCUMENTARIO

10

pverastegui

MEDIO AMBIENTE

16

jrodriguez

GESTIÓN DE MATERIALES

2

emarin

emarin

emarin

emarin

ADMINISTRACIÓN

17

galarcon

galarcon

galarcon

galarcon

CIVIL

48

ITID

5

levano

levano

levano

levano

PDMS

4

apadillam

apadillam

apadillam

apadillam

PREVENCIÓN DE RIESGOS

5

jmuente

jmuente

jmuente

jmuente

LEGAL TRIBUTARIO

4

jgray

jgray

jgray

jgray

ALMACENAMIENTO DE SUSTANCIAS PELIGROSAS

1

abarragan

abarragan

abarragan

abarragan

INSTRUMENTACIÓN INTERNAS

INDUSTRIA evillacorta

4

GESTIÓN HUMANA

EXTERNAS

Cant. de part.

ARQUITECTURA

pverastegui pverastegui pverastegui jrodriguez

jrodriguez

jrodriguez

mmoncadag mmoncadag mmoncadag mmoncadag

INTRODUCCIÓN 17

Nilton Zocón Alva

Luego, se decidió crear las comunidades externas, ya que nos dimos cuenta de que había temas en los que nuestros propios colaboradores no contaban con la experiencia necesaria para apoyar a sus compañeros. Las dos comunidades externas son Legal Tributario y Almacenamiento de Sustancias Peligrosas.

4. COMPONENTES DEL MODELO DE GESTIÓN DEL CONOCIMIENTO A continuación, explicaremos en detalle cada uno de los elementos del modelo:

4.1.1 Conocimiento en los proyectos Se refiere a los conocimientos obtenidos en la práctica del día a día, en las labores rutinarias. En GMI, estos conocimientos son registrados de las siguientes maneras: Conocimiento organizacional

Información externa

Plan de capacitación Docencia interna E. Learning

Información externa

CONOCIMIENTO DINÁMICO

MEJORAMIENTO CONTINUO CALIDAD

Foros

CONOCIMIENTO Incentivar la innovación DINÁMICO

CONOCIMIENTO ORIENTADO

Líneas de carrera gestión del desempeño

Conocimiento en los proyectos

SOPORTE DE LA ESTRATEGIA Cultura Gestión del cambio plan de sostenimiento reconocimiento

Procesos Documentación difusión y aplicación

Tecnología Evolución

Los Días del Conocimiento online exhiben la presentación y el video de la charla en simultáneo. de De esta forma, elPlan colaborador puede escuchar la capacitación explicación al tiempo que observa la diapositiva en Docencia referencia. Además, seinterna publican todos los materiales E. Learning físicos que se entregaron en la capacitación original. INNOVACIÓN

PLAME

Conocimiento en los proyectos

Los temas expuestos en los Días del Conocimiento quedan registrados en artículos, los cuales se compilan anualmente con el objetivo de editar un libro de conocimiento.

Los Días del Conocimiento son grabados para luego ser publicados en el Sistema de Gestión del Conocimiento, de modo que los colaboradores que no pudieron asistir físicamente a la reunión puedan visualizar los temas abordados sin el impedimento de su ubicación geográfica.

En el conocimiento dinámico tenemos:

INNOVACIÓN

Artículos del conocimiento

Días del Conocimiento online

4.1 Conocimiento dinámico

Conocimiento organizacional

En los Días del Conocimiento se exponen temas de interés para la comunidad. Estos pueden ser tanto temas técnicos como temas de gestión. El dictado de las charlas puede realizarse tanto por personas externas a la organización como por los mismos colaboradores de GMI, que así se convierten en docentes internos, reproduciendo los aprendizajes obtenidos a lo largo de su experiencia profesional.

Espacios

Medición

Oficinas

Estrategia operación

MEJORAMIENTO CONTINUO

Incentivar la CONOCIMIENTO Permiten la asistencia a un miembro de la comunidad innovación ORIENTADO cualquier duda técnica o de gestión que pueda tener, obteniendo el apoyo de su propia comunidad u PLAME otras comunidades. De esta manera, se logra mantener un intercambio de conocimientos ordenados sobre Líneas de carrera temas de trabajo, con el objetivo de identificar gestión del soluciones en el menor tiempo posible. desempeño

CALIDAD ante

Casos de éxito

Son testimonios de los colaboradores que, a través del uso de los foros de discusión, obtuvieron la solución a SOPORTE DE sus LA ESTRATEGIA interrogantes. Los casos de éxito se publican con el Lecciones aprendidas objetivo de incentivar el uso de las herramientas del Sistema de Gestión del Conocimiento. Los miembros de un proyecto registran los temas Cultura Procesos Tecnología Espacios Medición nuevos, las buenas prácticas y los problemas y Estos casos son compartidos con los demás y publicados soluciones queGestión ocurrieron duranteDocumentación la ejecución de un Evolución del cambio Oficinas Estrategia en el Sistema de Gestión del Conocimiento para determinado proyecto. plan de sostenimiento difusión y aplicación operación reconocimiento mostrar su eficacia e incentivar a los colaboradores a recurrir al foro en caso de alguna duda. Días del Conocimiento En GMI se denomina Días del Conocimiento a las charlas de las comunidades del conocimiento, en las cuales los ingenieros con mayor experiencia pueden compartir sus conocimientos y experiencia con su comunidad. 18 INTRODUCCIÓN

Lecciones aprendidas en los foros Las lecciones aprendidas de los foros son documentos estructurados que reúnen la descripción y solución a los problemas encontrados en un proyecto. Dicha

GESTIÓN DEL CONOCIMIENTO EN GMI

solución fue obtenida a través del uso de los foros de discusión de GMI. Aquel aprendizaje queda documentado para que, en el futuro, si ocurriera el mismo problema, este documento ayude a los colaboradores a conocer exactamente los pasos que se dieron para solucionarlo.

Plan de capacitación Docencia interna E. Learning

Conocimiento organizacional

INNOVACIÓN

Información externa

MEJORAMIENTO CONTINUO

CONOCIMIENTO DINÁMICO

CALIDAD PLAME

Blogs

Conocimiento en los proyectos

GMI fue consciente de la falta de socialización entre sus colaboradores, y por ello decidió crear los blogs de GMI. Se trata de un medio para compartir con otros colaboradores información sobre cualquier tema no relacionado con el aspecto laboral. Su objetivo es generar mayor integración y diálogo sobre asuntos de interés para los demás, temas curiosos, de actualidad, deportes, ventas de autos, entre otros. Es decir, buscamos que los colaboradores tengan un medio informal de comunicación y socialización.

Cultura Gestión del cambio plan de sostenimiento reconocimiento

Plan de capacitación Docencia interna E. Learning

MEJORAMIENTO CONTINUO CALIDAD

CONOCIMIENTO ORIENTADO

PLAME

Conocimiento en los proyectos

Líneas de carrera Información gestión del desempeño externa

SOPORTE DE LA ESTRATEGIA Cultura Gestión del cambio plan de sostenimiento reconocimiento

Procesos Documentación difusión y aplicación

Tecnología Evolución

desempeño

INNOVACIÓN

Procesos

Tecnología

Espacios

Medición

CONOCIMIENTO Información Documentación Evolución Oficinas Estrategia difusión y aplicación externa DINÁMICOoperación

MEJORAMIENTO CONTINUO CALIDAD

CONOCIM ORIENT

Conocimiento

Líneas d gest dese

4.2 Conocimiento orientado en los

proyectos

En el conocimiento orientado encontramos:

INNOVACIÓN

CONOCIMIENTO DINÁMICO

Pla capac Docenc E. Le

Conocimiento Líneas de Carrera organizacional gestión del

PLAME

4.2.1 Plan de capacitación

Se refiere a la información que pertenece al entorno de la organización, la cual puede consistir en regulaciones, normas, estándares, especificaciones, entre otros.

Información externa

Incentivar la innovación

SOPORTE DE LA ESTRATEGIA

4.1.2 Información externa

Conocimiento organizacional

CONOCIMIENTO ORIENTADO

Las capacitaciones nos permiten generar nuevas habilidades, y se rigen a través delSOPORTE Plan deDE LA ESTRATEGIA Capacitación Anual, el cual tiene como política que todo colaborador puede recibir capacitación Cultura por la empresa, Procesos Esp brindada o financiada siempre queTecnología Plan de se encuentre alineada con los Documentación objetivos generales Evolución Gestión del cambio Ofi capacitación Conocimiento de organización con Docencia los objetivos específicos plan deysostenimiento difusión y aplicación del interna organizacional reconocimiento área o proyecto donde E. desarrolla Learning sus funciones. Este proceso puede definirse como capacitación Incentivar la externaINNOVACIÓN (a través de instituciones o docentes innovación externos) o capacitación interna (a través de MEJORAMIENTO que ejerzan la Incentivar docenciala CONOCIMIENTOcolaboradores CONOCIMIENTO CONTINUO de GMI Sin embargo, en GMI se priorizan las innovación DINÁMICO interna).CALIDAD ORIENTADO capacitaciones internas, pues son la mejor forma PLAME de transmitir la cultura, las experiencias y el conocimiento de la organización. Conocimiento en los proyectos

Espacios

Medición

Oficinas

Estrategia operación

Líneas de carrera gestión del desempeño Plan de capacitación Docencia interna E-Learning

Conocimiento organizacional

4.1.3 Conocimiento organizacional

INNOVACIÓN

CONOCIMIENTO DINÁMICO

MEJORAMIENTO CONTINUO

CONOCIMIENTO

ORIENTADO Se refiere a los conocimientos que forman parte SOPORTE DE LA ESTRATEGIA de los activos de GMI, como son los formatos, Conocimiento Líneas de Carrera procedimientos, estándares, manuales, lecciones en los Gestión del Plan de proyectos desempeño aprendidas y buenas prácticas. Cultura Procesos Tecnología Espacios capacitación Conocimiento Información externa

CALIDAD

Incentivar la innovación

PLAME

organizacional

Gestión del cambio Documentación Estos activos no sustituyen la experiencia o el sentido de sostenimiento difusión y aplicación común, pero sí ofrecenplan una única fuente como guía reconocimiento INNOVACIÓN para las buenas prácticas, para reducir el tiempo empleado en buscar nuevas directrices y ayudarMEJORAMIENTO a CONTINUO evitar problemas cometidos. CONOCIMIENTO Información externa DINÁMICO CALIDAD

Docencia interna Evolución Oficinas E-Learning SOPORTE DE LA ESTRATEGIA

Cultura Gestión del cambio plan de sostenimiento reconocimiento

Procesos Documentación difusión y aplicación

Tecnología Evolución

CONOCIMIENTO ORIENTADO

Medición Estrategia operación

Espacios

Medición

Oficinas

Estrategia operación

Incentivar la innovación

PLAME

Conocimiento en los proyectos

Líneas de Carrera Gestión del desempeño

INTRODUCCIÓN 19

Nilton Zocón Alva

4.2.2 Incentivar la innovación Se motiva la innovación, y no solo en la parte tecnológica, sino también en los procesos, lo cual nos permite desarrollar los planes de mejora y calidad en nuestros servicios. Para poder incentivar la innovación, GMI desarrolla talleres creativos, con el objetivo de alinear a los participantes en los principales conceptos, técnicas y herramientas de pensamiento creativo, orientados a través de actividades prácticas y grupales.

Plan de capacitación Docencia interna E. Learning Información externa

Plan de capacitación Docencia interna E. Learning

Conocimiento organizacional

INNOVACIÓN

CONOCIMIENTO DINÁMICO

MEJORAMIENTO CONTINUO CALIDAD

CONOCIMIENTO ORIENTADO

Incentivar la innovación

PLAME

INNOVACIÓN

EJORAMIENTO CONTINUO CALIDAD

Conocimiento Líneas de carrera Gestión del desempeño organizacional

Conocimiento en los proyectos

CONOCIMIENTO ORIENTADO

Incentivar la innovación

SOPORTE DE LA ESTRATEGIA

PLAME

Cultura

Procesos

Tecnología

Documentación Información difusión y aplicación externa

Gestión del cambio plan de sostenimiento reconocimiento

Líneas de carrera Gestión del desempeño

Espacios

Medición

CONOCIMIENTO DINÁMICO

Evolución

Oficinas

Estrategia operación

la base del cumplimiento de objetivos y desarrollo de su línea de carrera. El proceso de gestión de desempeño cuenta con dos componentes principales a ser evaluados: la gestión y las competencias. 4.2.4 Líneas de carrera Identifican los conocimientos técnicos que deben tener los colaboradores en función de sus responsabilidades y cargos, con el fin de definir su línea de desarrollo basada en el conocimiento. Las líneas de carrera muestran los niveles de conocimiento requeridos en los cargos, las fuentes de información y los recursos disponibles para su desarrollo.

Además, ayudan a la organización a crear un adecuado plan de capacitación, ya que contribuyen a identificar los conocimientos que se necesitan desarrollar sobre Plan de la base del desarrollo profesional de los colaboradores. capacitación Además, Docencia permiteninterna que cada colaborador tenga una visión claraE. sobre su desarrollo profesional en la Learning organización, y le permiten la posibilidad de escoger INNOVACIÓNlas diferentes especialidades de su carrera. MEJORAMIENTO CONTINUO CALIDAD

CONOCIMIENTO ORIENTADO

4.2.3 Desarrollo de las personas

DE LA ESTRATEGIA

Tecnología Evolución

por los componentes personales y, en un 75%, por los componentes empresariales.

INNOVACIÓN

LíneasCONOCIMIENTO de carrera DINÁMICO Gestión del desempeño Conocimiento

MEJORAMIENTO CONTINUO

Información externa

Tecnología

Gestión del cambio Documentación plan de sostenimiento Conocimiento ydifusión y aplicación Capacidad reconocimiento competencias individual 11%

8%

Documentación difusión y aplicación

25%

Incentivar la innovación

Líneas de carrera Gestión del desempeño

Tecnología Evolución

Espacios

Espacios

Medición

Oficinas

Estrategia operación

Medición

Oficinas Estándares claros 27%

Estrategia operación

Feedback 25%

Reconocimiento 11%

Contexto 6%

20 INTRODUCCIÓN

Evolución

CONOCIMIENTO ORIENTADO

PLAME

SOPORTE DE LA ESTRATEGIA Procesos

Gestión del cambio plan de sostenimiento reconocimiento

Procesos

CALIDAD

en los proyectos

Es por eso que la gestión de desempeño en GMI está Espacios Medición definida como un proceso abierto en el que participan Cultura SOPORTE DE LA ESTRATEGIA el jefe y sus colaboradores, y cuyo objetivo es potenciar Oficinas Estrategia operación las competencias laborales de los colaboradores sobre Cultura

Plan de capacitación Docencia interna E. Learning

Conocimiento organizacional

PLAME

Conocimiento los el desempeño GMI comparte el concepto deenque proyectos en un 25% laboral de una persona está compuesto

Incentivar la innovación

Apoyo en las tareas 12%

75%

INNOVACIÓN

Información externa

CONOCIMIENTO DINÁMICO

MEJORAMIENTO Incentivar CONOCIMIENTO CONTINUO GESTIÓN DEL CONOCIMIENTO EN GMI innovació ORIENTADO CALIDAD PLAME

4.3 Soporte de la estrategia de gestión del conocimiento

Conocimiento Líneas carrera Como parte de la estrategia de cultura, GMI debíade lograr en los que los colaboradores tuvieran mayor disposición para gestión del para proyectoscompartir su conocimiento y mayor facilidad desempeño expresarse, además de crear oportunidades para que se relacionaran con los miembros de su comunidad y de la organización.

4.3.1 Cultura

Como parte de ello, GMI ha ejecutado diversas campañas y actividades orientadas a fortalecer actitudes positivas para la gestión del conocimiento. En ellas, los colaboradores han podido expresar sus ideas SOPORTE DE LA ESTRATEGIA Incentivar la CONOCIMIENTO CONOCIMIENTO innovación DINÁMICO ORIENTADO respecto de diversos temas, escuchar mensajes de cambio de colaboradores de todas las áreas, conocer Conocimiento Líneas de carrera testimonios de los líderes de la empresa, participar en los gestión del proyectos Cultura desempeño Procesosjuntos en actividades Tecnología Espacios artísticas para compartir y conocer mejor a su comunidad, asumir juntos un reto —como en la maratón—, involucrar a la familia en las Gestión del cambio Documentación Evolución Oficinas SOPORTE DE LA ESTRATEGIA actividades de la empresa, etc. Plan de sostenimiento difusión y aplicación Procesos Tecnología Espacios Medición Plan de capacitación docencia interna E. Learming

Conocimiento organizacional

INNOVACIÓN

Información externa

MEJORAMIENTO CONTINUO CALIDAD PLAME

Cultura Gestión del cambio Plan de sostenimiento Reconocimiento

Reconocimiento

Documentación difusión y aplicación

Evolución

Oficinas

Estrategia operación

La cultura es determinante para lograr que las personas accedan a compartir lo más valioso que poseen: su conocimiento. Sin embargo, es también la parte más compleja de desarrollar en una organización, ya que implica trabajar en las costumbres, los valores, las creencias y la forma de pensar de las personas.

Medici

Estrateg operació

Así mismo, GMI debía contar con actividades que reforzaran las conductas positivas de este cambio cultural a través de actividades de reconocimiento, para lo cual otorga premiaciones anuales, como el Reconocimiento a los Valores Corporativos y el Premio al Docente Interno del Año.

Para crear una cultura que impulse la gestión del conocimiento, GMI desarrolló la estrategia de GMi Cambio, basándola en la participación, interacción e integración de los colaboradores, motivando en ellos la socialización y propiciando el intercambio de conocimiento.

Figuras 1, 2, 3 y 4 INTRODUCCIÓN 21

Información externa

CONOCIMIENTO DINÁMICO

MEJORAMIENTO CONTINUO

CONOCIMIENTO ORIENTADO

CALIDAD

Nilton Zocón Alva

Incentivar la innovación

PLAME

Conocimiento en los proyectos

Líneas de carrera gestión del Conocimiento desempeño organizacional

Plan de capacitación docencia interna administrador del conocimiento debe realizar E. Learming

4.3.2 Procesos

un seguimiento para asegurar la solución de las consultas realizadas a través de los foros. Cada vez que un foroINNOVACIÓN es solucionado, el creador debe llenar el Formato de Lección Aprendida y Caso MEJORAMIENTO de Éxito.

Plan de capacitación docencia interna E. Learming

Conocimiento organizacional

CONOCIMIENTO CONOCIMIENTO CONTINUO Información SOPORTE DE LA ESTRATEGIA externa DINÁMICO • Proceso de Días del Conocimiento: ORIENTADO CALIDAD

INNOVACIÓN

Información externa

CONOCIMIENTO DINÁMICO

MEJORAMIENTO CONTINUO CALIDAD

CONOCIMIENTO ORIENTADO

PLAME

Conocimiento en los proyectos

Cultura

Líneas de carrera gestión del desempeño

Procesos

Gestión del cambio plan de sostenimiento Cultura reconocimiento Gestión del cambio plan de sostenimiento reconocimiento

Documentación SOPORTE DE LA ESTRATEGIA Difusión y aplicación Procesos Tecnología Espacios Documentación Difusión y aplicación

Evolución

Oficinas

Incentivar la innovación

Incen inno

Los líderes de las comunidades, con el apoyo del administrador del PLAME conocimiento, se encargan de Tecnología programarEspacios Medición y organizar los Días del Conocimiento, determinando los temas a tratar. Todos los Días del Conocimiento son grabados para luego ser Evolución Oficinas Estrategia Conocimiento Líneas de ingresados en el sistema. operación en los

carrera gestión del desempeño

Medición Estrategia operación

proyectos

4.3.3 Tecnología GMI ha establecido procesos formales a través de los cuales se identifica, captura, organiza, aplica y comparte el conocimiento. Entre ellos, tenemos:

Plan de capacitación docencia interna E. Learming

Conocimiento organizacional

• Proceso de Capacitación: SOPORTE DE LA ESTRATEGIA Incentivar la Las capacitaciones brindadas por GMI deben CONOCIMIENTO CONOCIMIENTO Información innovación externa DINÁMICO ORIENTADO tener beneficio para ambas partes, empresa y colaborador. Es por ello que el conocimiento que Conocimiento Líneas de carrera en los gestión del adquiere un colaborador lleva el compromiso de proyectos Cultura Procesos Tecnologíadesempeño Espacios transmitirlo internamente bajo la modalidad que la organización crea conveniente, de tal modo SOPORTE DE LA ESTRATEGIA Gestión forme del cambio Documentación Evolución Oficinas que dicho conocimiento parte del activo plan de sostenimiento difusión y aplicación de la empresa. Cultura Procesos Tecnología Espacios Medición INNOVACIÓN

MEJORAMIENTO CONTINUO CALIDAD PLAME

reconocimiento

• Proceso de Gestión de Desempeño: Al principio del proyecto o período a evaluar se reúnen el jefe y sus colaboradores, con el fin de proponer y acordar las metas a alcanzar según los Objetivos Estratégicos Anuales de GMI, los cuales consignan en el Formato de Gestión de Desempeño. • Proceso de Adquisición de Normas: Cuando un colaborador necesite un documento que no se encuentre en el Sistema de Información, debe comunicarlo al administrador del sistema para que gestione la compra. Una vez que el nuevo documento es ingresado al sistema, se envía una publicación a todos los colaboradores indicando los datos del documento. Las normas ingresadas en el sistema son revisadas cada cierto tiempo para verificar su vigencia. • Proceso de Seguimiento a los Foros de Discusión: En el caso de los foros de discusión, el

22 INTRODUCCIÓN

Gestión del cambio plan de sostenimiento reconocimiento

Documentación difusión y aplicación

Evolución

Oficinas

Estrategia operación

Uno de los soportes de la estrategia de GMI es la tecnología, ya que solo con tecnología de punta se puede romper barreras físicas y lograr compartir el conocimiento. Ante ello, GMI cuenta con las siguientes herramientas: • Sistema de Gestión del Conocimiento GMI cuenta con un Sistema de Gestión del Conocimiento a través del cual se comparte todo tipo de información, como políticas, estándares, procesos, nuevos proyectos, videos, enlaces de interés, manuales, normas, formatos, relatorios de proyectos, etc. que ayudan la integración de sus colaboradores. Además, genera espacios de interacción en los cuales los colaboradores pueden difundir y recibir conocimientos a través de foros, blogs, buzón de sugerencias, etc.

Me

Est ope

GESTIÓN DEL CONOCIMIENTO EN GMI

Plan de capacitación d ocencia interna E. Learming

iento cional

INNOVACIÓN

MIENTO ICO

MEJORAMIENTO CONTINUO CALIDAD

CONOCIMIENTO ORIENTADO

Incentivar la innovación

PLAME

iento s tos

Líneas de carrera gestión del desempeño

Figura 5

4.3.4 Espacios físicos

Plan de capacitación d ocencia interna E. Learming

Conocimiento organizacional

SOPORTE DE LA ESTRATEGIA

sos

tación aplicación

Información externa

INNOVACIÓN

CONOCIMIENTO DINÁMICO

MEJORAMIENTO CONTINUO CALIDAD

CONOCIMIENTO ORIENTADO

PLAME

Tecnología Evolución

Conocimiento en los proyectos

Líneas de carrera gestión del desempeño

Espacios

GMI cuenta con espacios que promueven la integración,

Oficinas

SOPORTE DE LA ESTRATEGIA Cultura

Gestión del cambio plan de sostenimiento reconocimiento

Procesos Documentación difusión y aplicación

Tecnología Evolución

Los diseños de nuestras oficinas responden a la estrategia de gestión del conocimiento, que se traduce en la gestión de las áreas, espacios físicos y redes sociales como motores para la integración y fluidez del conocimiento Incentivar la entre el personal. Es decir, ambientes abiertos que buscan innovación la socialización y colaboración, donde las personas pueden fluir libremente y es la proximidad la que da soporte a la innovación y a la comunicación. Medición

Espacios Oficinas

Estrategia como son: operación Medición Estrategia operación

Figuras 6 y 7: Salas de videoconferencia, las cuales permiten realizar reuniones sin importar la ubicación geográfica INTRODUCCIÓN 23

Nilton Zocón Alva

Figuras 8 y 9: Salas de asesoría utilizadas para coaching o mentoring

Figuras 10 y 11: Salas de trabajo para realizar reuniones y coordinaciones de trabajo

Figuras 12 y 13: Salas externas para recibir visitas y no invadir los espacios de trabajo

Figuras 14 y 15: Bibliotecas abiertas para un fácil acceso a los documentos en cada piso de la organización

24 INTRODUCCIÓN

GESTIÓN DEL CONOCIMIENTO EN GMI

Figuras 16 y 17: Locutorios para comunicaciones privadas

Figuras 18 y 19: Kitchenette o pequeña cocina que permite a los colaboradores consumir sus alimentos

Figuras 20 y 21: Áreas de impresión centralizadas, que son puntos de encuentro para los trabajadores

Figuras 22 y 23: Estaciones de trabajo flexibles que se pueden adaptar a las necesidades de los colaboradores y unirse con otras estaciones para realizar reuniones amplias y dinámicas

INTRODUCCIÓN 25

Nilton Zocón Alva

Plan de capacitación docencia interna E. Learming

IÓN

ENTO UO

D

CONOCIMIENTO ORIENTADO

Incentivar la innovación

E Figuras 24 y 25: Oficina flexible que permite convertir el área de trabajo central en un aula de enseñanza para las capacitaciones. Además, permite convertir la oficina en un salón de eventos para compartir con carrera todas las comunidades

Líneas de gestión del desempeño

4.3.5 Medición

Plan de capacitación docencia interna E. Learming

Conocimiento organizacional

ESTRATEGIA

INNOVACIÓN

Información externa

CONOCIMIENTO DINÁMICO

MEJORAMIENTO CONTINUO CALIDAD

CONOCIMIENTO ORIENTADO

Incentivar la innovación

PLAME

ogía

Espacios

ción

Oficinas

Conocimiento en los proyectos

Medición

• Número de consultas al sistema de información • Número de foros creados e intervenciones

SOPORTE DE LA ESTRATEGIA

Cultura Gestión del cambio plan de sostenimiento reconocimiento

26 INTRODUCCIÓN

• Horas hombre de capacitación

Líneas de carrera gestión del desempeño

Estrategia Operación Procesos Tecnología Documentación difusión y aplicación

Evolución

Una parte muy importante de la gestión del conocimiento es determinar y realizar el seguimiento de los indicadores que muestran el avance o desviación de los objetivos. Para ello, se elabora mensualmente un panel de control donde se reportan al directorio diversos indicadores de Gestión del Conocimiento como:

Espacios

Medición

Oficinas

Estrategia Operación

• Lecciones aprendidas, etc.

GESTIÓN DEL CONOCIMIENTO EN GMI

INTRODUCCIÓN 27

ESTRUCTURAS

TEODORO HARMSEN GÓMEZ DE LA TORRE

El Ingeniero Teodoro E. Harmsen es un profesional con más de 70 años de experiencia dedicados a la Ingeniería. Nació en Arequipa el 13 de abril de 1918. Entró a la facultad de ingeniería de la Universidad Católica en 1936 con el puesto primero y terminó su carrera en 1940 siendo considerado como un excelente alumno. Cuando terminó sus estudios ingresó a Gramonvel, ahora Graña y Montero, como Ingeniero Calculista de Concreto e Ingeniero Residente de la Fábrica Eternit. Así comenzó en Gramonvel y, a lo largo de 70 años, ha pasado por todos los puestos como Jefe del Departamento Técnico, Gerente Técnico-Administrativo, Gerente General, Director, Presidente Ejecutivo y, actualmente, Presidente Vitalicio de GyM, Director de Graña y Montero S. A. A. y Presidente de GMI S. A. En la universidad, comenzó en 1941 como jefe de prácticas de Geometría Analítica y Cálculo Infinitesimal con Don Cristóbal de Losada y Puga y, en 1944, comenzó a dictar el curso de Concreto Armado hasta que se retiró, después de 59 años de docencia. Tiene la distinción de Profesor Emérito del Departamento de Ciencias e Ingeniería desde el año 2000. Miembro Honorario del Colegio de Ingenieros en 1989, del American Concrete Institute de EE. UU. en 1995 y de la Academia Peruana de Ingeniería en 2002. Ex alumno distinguido de la PUCP 2007. Obtuvo el premio “Jose W. Kelly” del American Concrete Institute-ACI, EE. UU., el 26 de marzo de 1998. La regla principal de su labor, tanto docente como profesional, fue mantenerse siempre al día, enseñando el curso de Concreto Armado siempre de acuerdo con el último Reglamento del ACI, para lo cual compraba y estudiaba libros y revistas y asistía a Convenciones del ACI International en Estados Unidos. A la fecha, tiene editada la cuarta edición de su libro Diseño de estructuras de concreto armado, adecuado al Reglamento ACI-318-2005, y una separata para adecuar su libro de Estructuras al Reglamento ACI de 2008.

EMPALMES MECÁNICOS DE ARMADURAS PARA CONCRETO Teodoro Harmsen Gómez de la Torre GMI S. A. Ingenieros Consultores

Teodoro Harmsen

EMPALMES MECÁNICOS DE ARMADURAS PARA CONCRETO

1. EMPALMES DE LAS ARMADURAS Pueden ser de tres clases: 1.1 Traslapados 1.2 Soldados 1.3 Mecánicos

1.1 Empalmes traslapados El empalme traslapado consta de las dos varillas a empalmar, una a continuación de la otra, con una cierta longitud de traslape. La fuerza en una barra se transfiere al concreto que la rodea por adherencia y, simultáneamente, por el mismo efecto, del concreto a

la otra barra. La distribución de esfuerzos es similar a la mostrada en la fig. 1. La eficiencia de un empalme depende del desarrollo de la adherencia a lo largo de la superficie de las varillas y de la capacidad del concreto para transferir los elevados esfuerzos cortantes que se generan. Los empalmes traslapados tienen la desventaja de que el concreto que los rodea presenta grietas locales irregulares.

T T (a) Fuerzas en las varillas empalmadas

(b) Fuerzas radiales en el concreto y esfuerzos generados en una sección del empalme

Figura 1: Fuerzas en el acero y el concreto en empalmes traslapados

32 ESTRUCTURAS

EMPALMES MECÁNICOS DE ARMADURAS PARA CONCRETO

El empalme traslapado con contacto es mejor, pues se puede amarrar el acero con alambres. Si las varillas empalmadas no están en contacto directo, no deberán separarse más de un quinto de la longitud del empalme ni más de 15 cm pues, si no, se genera una sección no reforzada entre varillas que favorece el agrietamiento (ACI-12.14.2.3). El código del ACI recomienda que no se deben usar empalmes traslapados para varillas mayores a la #11 (ACI-12.14.2.1). 1.1.1 Empalmes a tracción El empalme a tracción genera compresión diagonal en el concreto ubicado entre varillas. La presencia de estribos en el elemento limita el desarrollo de grietas originadas por estos esfuerzos y asegura una falla dúctil. Experimentalmente, se ha demostrado que resulta beneficioso escalonar los traslapes. Esto se debe a que los extremos de las barras son fuentes de discontinuidad e inician grietas en la zona de tensión. Existen dos clases de empalmes a tracción (ACI-12.15):

Clase A: 1s = 1.01d



Clase B: 1s = 1.31d

Donde: 1s = Longitud de traslape o empalme, que será siempre ≥ 30 cm. 1d = Longitud de anclaje en tensión de la varilla sin

incluir reducción por exceso de refuerzo. La reducción por exceso de refuerzo es considerada a través de los factores 1.0 y 1.3. Para la determinación de la longitud de anclaje de varillas empalmadas simultáneamente, se considerará que su espaciamiento es igual al espaciamiento entre varillas fuera de la zona de empalme menos el diámetro de una barra. Para columnas con varillas cuyos ejes no están alineados y para empalmes escalonados, se tendrán en cuenta las consideraciones mostradas en la figura 2. El empalme clase A se emplea cuando el área de refuerzo provista en la sección es al menos el doble de la requerida por análisis a todo lo largo del empalme y cuando la mitad del refuerzo o menos es traslapado en la longitud de empalme. En cualquier otro caso, se usa el empalme clase B. Las mallas electrosoldadas de alambre liso y corrugado se empalmarán como se muestra en las figuras 3a y 3b. La eficiencia del empalme de mallas de alambre liso depende básicamente de los hilos transversales que existen en el empalme, mas no de la longitud de traslape propiamente dicha. Este no es el caso de las mallas con alambre corrugado, las cuales, de no presentar hilos transversales, se consideran como alambres corrugados independientes. Si en la dirección del empalme la malla presenta algún alambre liso, o si la malla de alambre corrugado es empalmada a una malla de alambre liso, el traslape se diseñará bajo las consideraciones presentadas para mallas de alambre liso.

Varillas en la columna superior Varillas en la columna superior Espaciamiento

Espaciamiento (a) Empalme en columnas con varillas no alineadas

Espaciamiento

(b) Empalme escalonado

Figura 2: Espaciamiento entre varillas para la determinación de los factores de corrección de la longitud del empalme

ESTRUCTURAS 33

Teodoro Harmsen

Figura 3: Empalmes de mallas electrosoldadas

1.1.2 Empalmes a compresión Los empalmes a compresión son de menor longitud que los empalmes a tensión, ya que las condiciones bajo las cuales trabajan son más favorables, entre ellas la ausencia de agrietamiento transversal. La principal diferencia entre los empalmes a compresión y a tracción es que, en los primeros, gran parte de la fuerza se transmite por aplastamiento del concreto en el extremo de la varilla. La principal causa de falla de estos empalmes se debe a este efecto de aplastamiento, sobre todo en las varillas de gran diámetro.

La longitud de empalme a compresión será (ACI12.16): a) Si fy < 4200 kg/cm2, entonces: 1s = 0.007 fydb b) Si fy > 4200 kg/cm2, entonces: 1s = (0.013 fy – 24) db Las longitudes de empalmes a compresión se indican en la tabla siguiente, tomada del libro del C. R. S. I.

Tabla 1: Compression Dowel Embedment and Compression Lap Splices for Grade 60 Bars and All Concrete with f’c ≥ 3000 psi

DEVELOPMENTE AND LAP SPLICE DESIGN DATA FOR REINFORCING BARS COMPRESSION DEVELOPMENT LENGTHS AND COMPRESSION LAP SPLICES Minimun Lap Length Bar Dowel Standard With Column Size Embedment Spirals Lap 22.5 db 30 db 22 db

34 ESTRUCTURAS

#3

9”

12”

12”

#4

11”

15”

12”

#5

14”

19”

14”

#6

17”

23”

17”

#7

19”

27”

20”

#8

22”

30”

23”

#9

25”

34”

25”

#10

28”

38”

29”

#11

31”

43”

32”

#14

38”

-

-

#18

50”

-

-

EMPALMES MECÁNICOS DE ARMADURAS PARA CONCRETO

* For use in spirally-reinforced columns with spirals conforming to ACI 7.10.10.4 and 10.9.3. Regarding anchorage and lap splicing of spirals, the ACI Building Code requirements are: 7.10.4.4: Anchorage of spiral reinforcement shall be provided by 1-1/2 extra turns of spirals bar or wire at each end of a spiral unit. 7.10.4.5: Spiral reinforcement shall be spliced, if needed, by any one of the following methods: (a) Lap splices not less than the larger of 12 in. And the length indicated in one of (1) through (5) below: (1) deformed uncoated wire..................48 db

bar

or

(2) plain uncoated bar or wire................72 db (3) epoxy-coated deformed bar or wire..72 db (4) plain uncoated bar or wire with a standard stirrup or tie hook in accordance with ACI 7.1.3 at ends of lapped spiral reinforcement. The hooks shall be embedded within the core confined by the spiral reinforcement.........................................48 db (5) epoxy-coated deformed bar or wire with a standard stirrup or tie hook in accordance with ACI 7.1.3 at ends of lapped spiral reinforcement. The hooks shall be embedded within the core confined by the spiral reinforcement.........................................48 db

1.1.3 Empalmes de fierros traslapados a tracción a) De acuerdo con ACI-318-08



ld =

fy ψe ψc __________ 25 ψ √ f´c

. db

(caso 1)



ld =

3 fy ψ e ψc __________ 50 ψ √ f´c

. db

(caso 2)



ld =

fy ψ e ψc __________ 20 ψ √ f´c

. db

(caso 1)



ld =

3 fy ψe ψc __________ 40 ψ √ f´c

. db

(caso 2)

En ACI-318-09, para ≤ #6:

Para > #6:

Para todos los diámetros:



As provisto As requerido

ld =

3 fy ψe ψc __ . __________ 40 √ f´c (Cb+ ktr ) ____________ db

db donde ktr= 40Atr

____ Sn

Máximo % de As empalmado dentro de la longitud de empalme

≥2

50%

100%

4200 kg/cm2 ls = (0.013 fy – 24 ) db En zonas sísmicas, si f’c < 210 kg/cm2, entonces la longitud de traslape será incrementada en un 33%. En ningún caso se tomará una longitud de traslape menor que 30 cm (ACI-12.16.1). En general, se usan empalmes a tracción. El empalme de barras mayores a la #11 está permitido 38 ESTRUCTURAS

por el código del ACI siempre que se unan a varillas #11 o de menor diámetro (ACI-12.16.2). Cuando se empalman varillas de diferente diámetro, la longitud del traslape será la mayor entre la longitud de anclaje de la barra mayor y la longitud de traslape de la barra menor.

2.1 Empalmes traslapados No se permitirán en las zonas de los nudos ni en las distancias ≤ 2 h de la cara del nudo ni en la zona donde el análisis indica que hay fluencia en el refuerzo

EMPALMES MECÁNICOS DE ARMADURAS PARA CONCRETO

causada por desplazamientos inelásticos del pórtico. Se usarán varillas ≤ #11 y solo en las zonas permitidas para ello, tanto en elementos a flexión como a flexión y compresión. Los empalmes se diseñarán para desarrollar esfuerzos de tracción y tendrán en toda su longitud estribos de confinamiento. En vigas S ≤ d/4 y S ≤ 10 cm.

A A A B A B

2.2 Empalmes soldados Deben cumplir lo especificado para empalmes soldados: • No se pueden usar en zonas que distan menos de 2 h de la cara de las columnas o las vigas en donde el acero puede llegar a la zona de fluencia. • Se prohíbe soldar estribos, insertos o elementos similares al refuerzo longitudinal.

Soldaduras con planchas Soldaduras con planchas

Sección A - A

Soldaduras con planchas

Sección A - A Soldaduras con ángulos

B

Sección B - B

B

Sección B - B

Soldaduras con Soldaduras con ángulos ángulos

Figura 4.b: Tipos de empalmes soldados

* Si las barras se sueldan traslapándose, por la tracción tienden a alinearse y se rompe la soldadura (Fig 4.c).

• Las barras deben ser de acero ASTM A 706. • La soldadura debe cumplir con las especificaciones del Structural Welding Code-Reinforcing Steel (ANSI-/AWS D 1.4). • Normalmente, se usan para empalmar varillas de diámetros grandes (#6 o mayores). Deben poder desarrollar por lo menos 125% del límite elástico del acero de la varilla fy. Son obligatorias para barras #14 o mayores . • Se colocarán escalonadas con distancias iguales o mayores a 60 cm. En elementos a tracción pura se escalonarán por lo menos 75 cm. • Los empalmes soldados no deben producir excentricidades en el esfuerzo. En la figura 4 se muestran algunos de los más utilizados.

45° a 60°

45° a 60°

45°

45°

Figura 4.a: Tipos de empalmes soldados

Figura 4.c

2.3 Empalmes mecánicos 2.3.1 A tracción En una estructura que desarrolla deformaciones no elásticas durante el sismo, el esfuerzo en el acero se aproxima al límite elástico del mismo. Los requisitos de usar empalmes tipo 2 tienen por objeto evitar la falla del empalme cuando el refuerzo tiene esfuerzos cercanos al límite elástico. Los empalmes tipo 1 no requieren las especificaciones severas de los empalmes tipo 2 y no son capaces de resistir esfuerzos en las zonas de fluencia. La ubicación de los empalmes tipo 1 se limita porque el esfuerzo en el acero en las zonas de fluencia puede exceder los requisitos generales de este tipo de empalmes. Si no se pueden evitar los empalmes en zonas de fluencia, se usarán forzosamente empalmes tipo 2. Los empalmes mecánicos son los más usados actualmente y son más seguros que los empalmes soldados. Existen en el mercado diversos dispositivos patentados para los empalmes mecánicos, como manguitos que se presionan mecánicamente a las varillas, dispositivos con rosca en la varilla, manguitos que se presionan con tornillos, etc. En la parte correspondiente a diseño asísmico, clasifican los empalmes mecánicos como sigue: ESTRUCTURAS 39

Teodoro Harmsen

a) Empalme mecánico tipo 1, que debe desarrollar por lo menos 125% de fy. b) Empalme mecánico tipo 2, que debe desarrollar por lo menos la carga de rotura del acero de varilla f’s. Los empalmes mecánicos son piezas metálicas que conectan una varilla con la otra. Deben cumplir las reglamentaciones 12.14.3 y 12.15.4 del ACI-318-08, que indican lo siguiente: • 12.14.3.2: un empalme mecánico completo debe desarrollar en tracción o compresión al menos 1.25 fy de la barra más las restricciones que se indican luego según el tipo de barra. • 12.14.3.5: los que no cumplen lo anterior se permitirán solo para barras #5 y menores. • 12.15.4: cuando el área del refuerzo es menor que el doble de la requerida por el análisis, los empalmes deben estar escalonados cuando menos 60 cm. • Los empalmes mecánicos son obligatorios para barras #14 o mayores, donde están prohibidos los empalmes traslapados. • Al calcular las fuerzas de tracción se tomará como la fuerza especificada del empalme, pero no mayor de fy. • La fuerza de tracción total que puede ser desarrollada en cada sección debe ser por lo menos el doble de la requerida por el análisis y, al menos, 1400 kg/cm2 veces el área total del refuerzo proporcionado. • Los empalmes en elementos de amarre en tracción se deben hacer de acuerdo con ACI-12.14.3.2 o ACI-12.14.3.4 y deben estar escalonados por lo menos 75 cm. Estos empalmes se denominan tipo 1 y, en pórticos asísmicos especiales o muros estructurales especiales, no deben usarse dentro de una distancia igual al doble de la altura del elemento medido desde la cara de la columna o viga o donde sea probable que se produzca la fluencia del refuerzo como resultado de desplazamientos laterales inelásticos, como en el caso de rótulas plásticas. Se llama empalme tipo 2 al que resiste una fuerza ≥ f´s carga de rotura del acero, y se pueden usar en cualquier localización. Estos empalmes se usan para varillas A-615 o A-706 Grado 40 (2800 kg/cm2) o grado 60 (4200 kg/cm2) a grado 74 (5200 kg/cm2). Si estos empalmes se usan para varillas de acero A-615 grado 40, deben poder resistir una fuerza ≥ 4200 kg/cm2. Si se usa acero A-615 o A-706 Grado 40 o Grado 60, deben poder resistir 6200 kg/cm2. Todos estos empalmes se tienen que usar obligatoriamente con varillas recubiertas con epoxy 40 ESTRUCTURAS

o las llamadas “Z bars” cuando el esfuerzo está en elementos a tracción, donde no se pueden usar empalmes traslapados.

2.3.2 A compresión Se llama empalmes a tope en compresión cuando se trasmite el esfuerzo de compresión por apoyo directo a través de cortes a escuadra, manteniéndolos en contacto concéntrico y alienados por medio de mecanismos adecuados. Los cortes a los extremos de los fierros, perpendiculares al eje, pueden tener una tolerancia de 1.5º y deben ser ajustados con una tolerancia máxima de 3º después del empalme. Las varillas deben tener estribos cerrados o espirales. Los empalmes deben estar escalonados con mecanismos que mantengan las barras en su posición. Las barras que continúan deben tener una resistencia a la tracción ≥ 0.25 fy. Si no cumplen, se colocarán varillas adicionales. En general, los empalmes mecánicos se usan para fierros gruesos del #8 o más, donde resultan más económicos, cómodos de usar y facilitan las llenas de concreto. Se deben tomar precauciones especiales en los espaciamientos entre barras y en los recubrimientos, dado que el diámetro exterior del empalme mecánico es mayor que el de la barra. Si se trata de ampliaciones de edificios antiguos en los que se usaba acero grado 40 o menor, se deben hacer pruebas del empalme con ese tipo de acero. Los empalmes, tanto mecánicos como soldados, se colocarán escalonados con distancias iguales o mayores que 60 cm. En varillas ≤ #5, si el área del acero es mayor que el doble de la requerida por el análisis, se pueden usar empalmes mecánicos o soldados que no cumplan el requisito de resistir por lo menos 125% de fy, y los empalmes se colocarán alternados y con varillas continuas y escalonados por lo menos 60 cms. En elementos a tracción, se colocarán empalmes soldados o mecánicos que cumplan las especificaciones de resistir por lo menos 125% de fy, y se colocarán escalonados por lo menos 75 cm. En otros elementos, no a tracción pura, no es necesario escalonar estos empalmes. En cualquier sección, la fuerza total de tracción a desarrollarse debe ser por lo menos el doble que la requerida por el análisis y por lo menos mayor que 1400 multiplicado por el área total del refuerzo.

EMPALMES MECÁNICOS DE ARMADURAS PARA CONCRETO

3. EMPALMES MÁS USADOS Los empalmes más usados son:

3.1 Empalme en compresión 3.1.1 Con manguito relleno de acero (fig. 5)

Figura 7

3.2.2 Con cuñas perpendiculares y tornillos Tipo 1 para barras ≥ #14, ≤ #18 (fig. 8) Tipo 2 para barras ≤ 14 e

Figura 5 Figura 8

3.1.2 Con abrazaderas con pernos (fig. 6)

No requiere equipos especiales. Las cabezas de los pernos se rompen cuando tienen la fuerza de diseño. Son los más prácticos, pero son caros. Permiten empalmar barras de diferentes diámetros. 3.2.3 Con manguito roscado con roscas estándar Tipo 1 para barras ≤ #11, ≥ #8 Tipo 2 para barras ≤ #8 (fig. 9)

Figura 6 Figura 9

3.2 Empalmes en tracción tipos 1 y 2 3.2.1 Con tornillos perpendiculares a la barra (fig. 7)

3.3 Empalmes en tracción tipo 2 3.3.1 Manguito a presión

Tipo 2 para barras ≤ #14

Consistente en un niple sin costura que, luego de introducidas las barras, es deformado a presión hasta el perfil de la barra, formando la conexión mecánica.

No requiere equipos especiales. Los tornillos quedan.

Es de los más usados y de buen precio (fig. 10)

Tipo 1 para barras ≥ #14, ≤ #18

ESTRUCTURAS 41

Teodoro Harmsen

Figura 10

3.3.2 Manguitos a presión con un extremo con rosca cónica Se pueden usar con barras de diámetro diferente (fig. 11, 12, 13, 14)

Figura 11

Figura 15

3.3.4 Manguitos con relleno con un extremo roscado recto (fig. 16)

Figura 16

3.3.5 Manguitos con rellenos con un extremo roscado tronco cónico (fig. 17)

Figura 12

Figura 17

Figura 13

Figura 14

3.3.6 Manguitos roscados con roscas tronco cónicas (fig. 18, 19)

Figura 18

3.3.3 Manguitos con relleno especial que no se contrae y tiene alta resistencia Fácil de instalar. El relleno se instala con bomba de mano para rellenar (fig. 15)

42 ESTRUCTURAS

Figura 19

EMPALMES MECÁNICOS DE ARMADURAS PARA CONCRETO

3.3.7 Manguitos roscados con roscas rectas (fig. 20, 21)

3.3.9 Manguitos para ampliaciones futuras (fig. 24, 25, 26)

Figura 20 Figura 24

Figura 21

3.3.8 Manguitos para empalmes traslapados usados en estribos o espirales (fig. 22, 23)

Figura 25

Figura 26 Figura 22

3.4 Aceros de alta resistencia Ahora, por los edificios altos de concreto armado, se está usando en otros países acero de alta resistencia G 90 con fy = 6300 kg/cm2 y G-100 con 7000 kg/cm2 (ASTM a-1035) y fy = 8300 kg/cm2. Con estos aceros se reduce el número de barras y, por lo tanto, se simplifican los estribos. Lo mismo para la fuerza cortante, se reduce el número de estribos. Figura 23

Los empalmes mecánicos que se usan son tipo I con 1.25 fy y tipo 2 con 1.50 fy .

ESTRUCTURAS 43

Teodoro Harmsen

GRIP-TWIST® XT Mechanical Splices - Dimensions and Data [ inch-pound units] FOR HIGH STRENGTH. LOW CARBON, CHROMIUM STEEL BARS, ASTM A 1035 FAST, EFFICIENT INSTALLATION ELIMINATES LONG LAP LENGTHS, REDUCES CONGESTION DEVELOPS STRENGTH: 1.25 x fy. GRADE 100 ULTIMATE CAPACITY: 1.50 x fy. GRADE 100 fy= SPECIFIED YIELD OF REINFORCING BAR

GRIP-TWIST XT TRANSITION SERIES

F

M

F

REBAR MALE GAP INSERTION G

M

21/4

4

Red

0.61 0.60

5

Yellow

1.18 1.09

6

Blue

1.63 1.55

31/18

7

Red

3.33 3.25

8

Yellow

4.72 4.65

47/18

9

Blue

5.80 5.90

10

Black

9.30 9.07

53/8

11

Pink

10.4 10.5

14

COLOR RedCODE

26.0 25.5

REBAR SIZE

TAPER THREADED GRIP-TWIST XT

REBAR SIZE

DIMENSIONS (inches) TAPER BAR GRIP-TWIST XT COUPLER INSERTION COLOR CODE WEIGHT (ib) after swaging

21/4

A

N

H 15/16

15/16

11/2

2

11/8

19/16

113/16

31/16

27/18

15/16

17/8

21/3

315/16 315/16

31/18

13/4

27/16

23/4

47/16

31/2

2

23/4

31/8

413/16 413/16

31/2

21/8

23/4

31/8

53/6

41/8

23/8

31/4

35/8

53/6

55/6

45/8

211/16

35/8

41/16

67/8

67/8

71/6

31/4

53/16

511/16

END ALLO WANCE

NONswaged LENGTH

DIMENSIONS (inches) XT XT TAPER TAPER F M

Red

BAR INSERTION COUPLER WEIGHT (ib) after swaging F

M

1.28 0.60

F

2

REBAR MALE GAP INSERTION

M

2

G

1

Yellow

6/5

Blue

7/6

Red

8/7

Yellow

9/8

Blue

10/9

Black

Blue

9.90 5.90

11/10

Pink

Black

10.9

9.07

53/6

53/6

41/2

14/11

Red

Pink

29.8 10.5

67/8

55/6

61/8

1/4

A

H

5/4

11/18

15/16

15/16

1

N

9/16

1

13/16

Yellow 1.80 1.09

31/16

211/16

25/16

11/8

17/16

21/8

Blue

3.83 1.55

315/16

31/16

3

15/16

17/16

23/4

Red

5.23 3.25

47/18

315/16

37/18

13/4

23/4

31/8

Yellow 6.27 4.65

413/16

47/16

31/2

2

23/4

31/8

5

3/8

4

Red

5 6

POSITION w /Stud

4

XT Taper FEMALE

REBAR SIZE

TAPER GRIP-TWIST XT POSITION COLOR CODE

2

4

13/16

1/4

35/8

23/8

3

35/8

41/16

211/16

53/16

511/16

1/8

DIMENSIONS (inches) BAR TAPER END NONSPACE INSERTION REBAR MALE ALLO swaged affer after GAP INSERTION WANCE LENGTH assembly swaging A

N

S

15/16

15/16

11/2

11/8

43/6

11/8

19/16

113/16

11/4

53/8

15/16

1 7/8

21/8

15/8

315/16

63/3

13/4

27/15

23/4

11/2

7.65

4

7

2

3

1/8

17/8

9.74

413/16

73/8

21/8

2 3/4

31/8

13/4

9.30 14.4

53/6

81/4

23/8

31/4

35/8

11/8

Pink

10.4 16.6

55/6

93/6

21/2

35/8

41/16

21/8

14

Red

26.0 40.0

6 7/8

121/2

3 1/4

53/16

511/16

21/8

REBAR SIZE

GRIP-TWIST XT FLANGED SERIES

NONswaged LENGTH

17/8

211/18 211/16

COUPLER WEIGHT (ib)

GRIP-TWIST XT POSITION SERIES

END ALLO WANCE

F

G

0.61 0.98

21/4

33/4

Yellow

1.18 1.75

211/16

Blue

1.63 2.66

31/16

7

Red

3.33 5.29

8

Yellow

4.72

9

Blue

5.80

10

Black

11

TAPER GRIP-TWIST XT COLOR CODE

FEMALE COUPLER PLUS PLANGE WEIGHT (IH)

4

Red

0.66

5

Yellow

1.23

6

Blue

7

Red

8

Yellow

9

Blue

7/16

H

2

1/8

3/4

DIMENSIONS (inches) BAR END NonINSERTION FALANGE FALANGE MALE ALLO- Swaged after swaging HEIGHT WIDTH INSERTION WANCE LENGTH F

B

C

H

A

N

23/8

1

5/8

15/16

1

211/16

23/4

17/8

11/8

19/16

113/16

1.69

31/16

215/16

2 1/16

15/16

1 7/8

21/8

3.40

315/16

37/16

23/6

13/4

27/15

23/4

4.81

47/16

311/16

25/8

2

23/4

31/8

5.90

413/16

33/4

2 3/4

21/8

2 3/4

31/8

2

1/4

5/16

11/2

44 ESTRUCTURAS

REBAR SIZE US [Metric]

COUPLER OUTSIDE DIAMETER

TAPER GRIP-TWIST XT PART NUMBER

GRIP-TWIST XT TRANSITION PART NUMBER FEMALE

GRIP-TWIST XT POSITION PART NUMBER

GRIP-TWIST XT FALANGE PART POSITION

FLANGED

COUPLER OUTSIDE DIAMETER

5

Yellow

1.23

211/16

23/4

17/8

11/8

19/16

113/16

6

Blue

1.69

31/16

215/16

2 1/16

15/16

1 7/8

21/8

7

Red

3.40

315/16

37/16

23/6

13/4

27/15

23/4

8

Yellow

4.81

4

3

2

2

31/8

9

Blue

5.90

4

11/16

5/8

2

3/4

EMPALMES MECÁNICOS DE ARMADURAS PARA CONCRETO 3/4 3/4 13/16 3/4 1/8 1/8

TAPER GRIP-TWIST XT PART NUMBER

GRIP-TWIST XT TRANSITION PART NUMBER

(in.)

FEMALE

MALE

FEMALE TRANSITION

#4 [13]

11/8

XT4F

XT4M

#5 [16]

13/8

XT5F

XT5M

XT5/4F

XT4M

#6 [19]

19/16

XT6F

XT6M

XT6/5F

#7 [22]

115/16

XT7F

XT7M

#8 [25]

23/16

XT8F

#9 [29]

23/8

#10 [32]

REBAR SIZE US [Metric]

7/16

MALE

2

3

2

GRIP-TWIST XT POSITION PART NUMBER

2

3

GRIP-TWIST XT FALANGE PART POSITION FEMALE

FLANGED FEMALE

FEMALE

STUD

XT4F

XT4RP

XT4PF

XT4FWFL

XT5F

XT5RP

XT5PF

XT5FWFL

XT5M

XT6F

XT6RP

XT6PF

XT6FWFL

XT7/6F

XT6M

XT7F

XT7RP

XT7PF

XT7FWFL

XT8M

XT8/7F

XT7M

XT8F

XT8RP

XT8PF

XT8FWFL

XT9F

XT9M

XT9/8F

XT8M

XT9F

XT9RP

XT9PF

XT9FWFL

23/4

XT10F

XT10M

XT10/9F

XT9M

XT10F

XT10RP

XT10PF

XT10FWFL

#11 [36]

27/8

XT11F

XT11M

XT11/10F

XT10M

XT11F

XT11RP

XT11PF

XT11FWFL

#14 [43]

313/16

XT14F

XT14M

XT14/11F

XT11M

XT14F

XT14RP

XT14PF

XT14FWFL

En edificios altos ahora se usa, además de los aceros de alta resistencia, concreto fluido con piedra de ½” y resistencia f’c= 1,100 kg/cm2.

colocar los fierros más separados pero mantener la distancia libre especificada entre fierros. Lo mismo para con los recubrimientos.

Para el diseño de cimentaciones y columnas, así como de placas de los pisos inferiores, se usa f’c a los 90 días en lugar de a los 28 días, es decir, aproximadamente 17% más.

Facilidad de trabajo: El empalme mecánico es más rápido y facilita la llena de concreto.

4. COMPARACIÓN ENTRE EMPALMES TRASLAPADOS Y MECÁNICOS

Como se observará, el empalme mecánico para ¾” es muy caro.

Estribos: De acuerdo con el ACI, se requieren estribos adicionales en los empalmes traslapados a 10 cm cada uno; o sea, hay que colocar más estribos.

Para 1 3/8” es francamente más económico

Costos: Fierro colocado, 1.35 por kilo aproximadamente.

Para 1” cuesta aproximadamente lo mismo, con las ventajas de rapidez y facilidad de llenado.

Los costos se pueden bajar hasta US$16.56 para 1” y US$28.84 para 1 3/8”, dependiendo del equipo y del rendimiento por día.

Separación de fierros: El empalme traslapado exige

Diámetro

Ø 3/4”

Ø 1”

Ø 1 3/8”

Peso

2.236 k/m

3.973 k/m

7.906 k/m

Longitud de empalme

1.64 m

2.72 m

3.73 m

Estribos 3/8”

1.22 k/m

Estribos 1/2”

-

4.50 k/m

6.17 k/m

Retaceo

10%

10%

10%

Costo de empalme traslapado (US$)

7.26

23.46

71.15

Costo de empalme mecánico (US$)

14.76

24.89

35.62

-

ESTRUCTURAS 45

CARLOS IWAKI CÁRDENAS Ingeniero Civil graduado de la Universidad Nacional San Antonio Abad del Cusco. En 2007 se graduó en la Pontificia Universidad Católica del Perú como Magíster en Ingeniería Civil. Entre los años 2007 y 2008 realizó estudios en la Maestría Avanzada en Análisis Estructural de Monumentos y Construcciones Históricas, graduándose como Magíster en las Universidades de Minho, en Portugal, y Padua, en Italia. En 2007 obtuvo el primer puesto en el concurso nacional de tesis de postgrado organizado por la Asamblea Nacional de Rectores, con la tesis “El ensayo de tracción indirecta para medir la resistencia mecánica de la mampostería de adobe”. Ha trabajado como investigador y docente en las universidades PUCP y UPC. En forma paralela a las actividades de ingeniero estructural en GMI se desempeña como consultor en ingeniería estructural para el “Proyecto Especial Arqueológico Caral-Supe”, así como consultor independiente en proyectos de restauración de estructuras históricas en Lima y Cusco. Es autor de diferentes publicaciones.

CHRISTIAN CHACÓN FERNÁNDEZ

Ingeniero Civil graduado de la Universidad Católica de Santa María de Arequipa. Ha realizado estudios de Máster en Métodos Numéricos para Cálculo y Diseño en Ingeniería en el Centro Internacional de Métodos Numéricos en Ingeniería-CIMNE y la Universidad Politécnica de Cataluña, con especialización en el Método de Elementos Finitos. Tiene experiencia en el desarrollo de proyectos de combustibles y materiales peligrosos, industria, infraestructura y minería. Actualmente, se desempeña como Ingeniero Estructural de la Empresa GMI S. A. Ingenieros Consultores.

ROBINSON UCAÑÁN DÍAZ

Ingeniero Civil con 30 años de experiencia profesional ininterrumpida, dedicada al diseño de estructuras, en proyectos mineros, industriales e hidráulicos, entre otros. Graduado de la Pontificia Universidad Católica del Perú en 1980 cuenta, a su vez, con una Maestría en Administración de Empresas en la Escuela Superior de Administración de Negocios (ESAN, 1987). Es miembro del Colegio de Ingenieros del Perú, American Steel Construction y fue Secretario en 1985 del Capítulo Peruano del American Concrete Institute. En la actualidad, es Jefe de Proyectos y líder de la disciplina de Civil y Estructuras de GMI S. A.

DETERMINACIÓN DE LA CAPACIDAD PORTANTE DE SUELOS CONSIDERANDO CARGAS SÍSMICAS: ESTADO DEL ARTE Carlos Iwaki Cárdenas, Christian Chacón Fernández y Robinson Ucañán Díaz GMI S. A. Ingenieros Consultores

Carlos Iwaki, Christian Chacón y Robinson Ucañán

DETERMINACIÓN DE LA CAPACIDAD PORTANTE DE SUELOS CONSIDERANDO CARGAS SÍSMICAS: ESTADO DEL ARTE

E

l diseño de cimentaciones requiere de la determinación de la capacidad admisible del terreno, la cual está basada en condiciones estáticas y de carga vertical. Sin embargo, para cargas dinámicas y cargas inclinadas, la capacidad puede ser muy diferente de los criterios actuales, por lo que debe ser evaluada. Existen dos criterios generales de análisis para calcular la capacidad portante del suelo: la resistencia al corte y el asentamiento máximo permisible. En este artículo se estudiará solamente el caso de resistencia al corte, por ser el más sensible al tipo de carga que se proyecta que deba trabajar la cimentación (estática o dinámica). Las cargas estáticas son aplicadas lentamente (de forma monotónica) por un largo período de tiempo; al contrario de las cargas sísmicas, que son aplicadas en fracciones de segundo produciendo ciclos de histéresis. Las cargas dinámicas y, en especial las cargas sísmicas, inducen a la deformación dinámica por cortante. Los rápidos cambios en el estado de esfuerzos y deformaciones en el suelo, junto con las fuerzas de inercia adicionales, podrían causar rápidos cambios en la resistencia del suelo. Consecuentemente, la capacidad portante por esfuerzo y deformaciones en el suelo podrían cambiar bajo condiciones sísmicas. La capacidad portante por resistencia al corte en cimentaciones superficiales ha sido evaluada ampliamente por formulaciones clásicas de la mecánica de suelos y cimentaciones. Algunas de estas introducen la carga sísmica de forma pseudoestática como correcciones por inclinación de la fuerza resultante (en combinación con las cargas verticales), como por ejemplo Meyerhof (1,2), Hansen (3) y Vesić (4,5). En años más recientes se ha introducido la acción sísmica como un coeficiente sísmico actuante sobre el suelo de cimentación, pero siempre desde un marco estático equivalente. Métodos más sofisticados, como el uso de elementos finitos para formular la acción sísmica de forma explícita sobre un suelo con rigidez y amortiguamiento pueden ser más precisos, pero su uso está limitado por su alta complejidad.

48 ESTRUCTURAS

La Norma Técnica de Edificaciones E.050 “Suelos y Cimentaciones” establece que, para el cálculo de la capacidad portante de una cimentación, deben considerarse como cargas aplicadas a la cimentación las cargas de servicio que se utilizan en el diseño estructural de las columnas del nivel más bajo de la edificación. Así mismo, la norma E.030 establece un procedimiento analítico que permite calcular la fuerza de inercia producida por las aceleraciones sísmicas. Sin embargo, esta fuerza está descrita como carga última; por consiguiente, debería ser reducida antes de ser analizada en condiciones de servicio. Como ya se mencionó arriba, en general, la aplicación de una carga sísmica para el análisis de la capacidad del suelo se resume en la inclinación de la resultante que producirá en combinación con las cargas verticales. Esta inclinación incidirá directamente en el cálculo de los factores de inclinación que reducen el valor de la resistencia. A mayor inclinación de la resultante, menor su capacidad portante. La norma E.050 establece factores de seguridad para el cálculo de la presión admisible en condiciones estáticas y dinámicas, con una diferencia entre ambos de 20%. Basados en lo anterior, muchos de los estudios de mecánica de suelos actuales simplemente extrapolan el valor obtenido de la presión admisible en condiciones estáticas a condiciones dinámicas por un factor de 1.20, debido a las diferencias de factores de seguridad, lo cual puede ser un valor sobreestimado. En cuanto a la utilización de cargas y de inclinaciones entre componentes (que son decisivos en la determinación de las presiones admisibles por los métodos clásicos), no hay una exigencia del nivel de precisión de las cargas que imperarán sobre la cimentación en la condición final. Además, no hay un establecimiento claro de cuál o cuáles son los métodos de estimación de capacidad portante adecuados para tipologías de casos, ya que existen diferencias sustanciales en las diversas formulaciones clásicas más utilizadas en la mecánica de suelos y en los métodos más modernos que introducen la modelación del suelo de forma explícita.

DETERMINACIÓN DE LA CAPACIDAD PORTANTE DE SUELOS

El objetivo de este trabajo es responder a las interrogantes e incertidumbres planteadas desde la normativa correspondiente en Perú, para poder determinar la capacidad portante de cimentaciones superficiales por presiones admisibles de una manera más racional y elevando la confianza sobre los resultados obtenidos.

1. FORMULACIONES PARA LA RESPUESTA SÍSMICA DE SISTEMAS DE CIMENTACIONES Han sido reportados en la literatura (6) numerosos colapsos en edificios durante sismos, debido a falla por capacidad portante. Vesić y otros (7) estudiaron experimentalmente la respuesta dinámica de la capacidad portante de cimentaciones corridas en arenas sometidas a cargas sísmicas, mostrando que la capacidad portante dinámica de la cimentación se ve reducida en alrededor de 30%, lo que equivale a una disminución del ángulo de fricción interna del suelo en aproximadamente 2 grados. Okamoto (8) ensayó con cajas que contenían arenas densas que fueron sometidas a aceleraciones símicas horizontales para determinar la capacidad portante sísmica de cimentaciones superficiales, determinando que la capacidad portante decrece linealmente con el incremento de las aceleraciones horizontales, tanto para arenas saturadas como para secas. Los métodos para la obtención de la presión admisible por corte en suelos que se utilizan en la actualidad son métodos teóricos aproximados. Existen métodos de campo, como el SPT o CPT, que miden la capacidad portante de forma indirecta proveniente de correlaciones de cargas de impacto normalizadas sobre el suelo. Sin embargo, no existen métodos de prueba de capacidad portante a escala real prácticos que puedan ser hechos in situ, solo hay limitados registros de pruebas, generalmente de tipo académico. La determinación de los efectos dinámicos en un suelo de cimentación, y en especial para efectos sísmicos, puede ser llevada a cabo por una de dos aproximaciones: a. Usando una modelación pseudoestática de las fuerzas símicas inducidas b. Una aproximación dinámica explícita donde las fuerzas sísmicas son aplicadas al sistema suelocimentación En la modelación pseudoestática, los efectos de las cargas inducidas por efectos símicos son representados

por fuerzas y momentos estáticos y, en teorías más recientes, por aceleraciones inducidas en el suelo de cimentación. Las teorías más clásicas son una derivación de la teoría de equilibrio límite de Prandtl en las que han sido incluidas diversas correcciones de forma semiempírica. Dentro de estas formulaciones, destacan en la literatura especializada las de Terzaghi, Meyerhof, Hansen y Vesić. En los últimos 20 años se han desarrollado más teorías derivadas de las anteriores, en las que se introduce el efecto sísmico de forma directa a través de coeficientes de aceleración sísmica sobre el suelo de cimentación, en un intento por incluir efectos inerciales en el cálculo de la respuesta del suelo. Basados en el panorama anterior, es posible dividir a las formulaciones pseudoestáticas en dos grupos: • Formulaciones que introducen los efectos sísmicos como fuerzas y momentos estáticos equivalentes • Formulaciones que introducen los efectos sísmicos como coeficientes de aceleración actuantes en el suelo de cimentación Las aproximaciones dinámicas explícitas introducen el comportamiento del suelo de forma directa con modelos de rigidez o amortiguamiento para el suelo. Estas formulaciones son también conocidas como problemas de Interacción Suelo-Estructura. Entre ellas se encuentran la utilización de cimentaciones elásticas, como el modelo de Winkler o Método de Elementos Finitos (FEM). Estas formulaciones son usadas para cimentaciones de gran tamaño o profundas. Los modelos equivalentes, como el de Winkler, son usados para cimentaciones de mediano tamaño o profundidad, mientras que modelos discretos como el FEM son usados en grandes cimentaciones, donde el cambio de comportamiento del suelo por la presencia de la cimentación es importante (9,10). Las formulaciones de este tipo están fuera del alcance de este trabajo.

2. MÉTODOS PSEUDOESTÁTICOS DE PRESIONES ADMISIBLES COMO FUERZAS ESTÁTICAS EQUIVALENTES Los métodos clásicos que se utilizan en esta formulación pueden ser consultados en la literatura especializada (11,12). Al respecto, conviene hacer algunos comentarios: ESTRUCTURAS 49

Carlos Iwaki, Christian Chacón y Robinson Ucañán

• Ecuación de Terzaghi: la ecuación está desarrollada en un estado de deformación plana (para cimentaciones corridas); sin embargo, se han hecho modificaciones para zapatas cuadradas y circulares. La ecuación de Terzaghi no incluye los efectos de inclinación de carga, por lo que no es adecuada para acciones sísmicas. • Ecuación de Meyerhof: incluye factores de forma, por lo que es adecuada para cimentaciones de cualquier tipo, además de incluir factores de inclinación de carga, por lo que se consideran los efectos sísmicos de forma indirecta a través de un ángulo q de inclinación de la resultante. Incluye efectos de nivel freático. No incluye los efectos introducidos por momentos actuantes sobre la cimentación. • Ecuación de Hansen: es similar a la ecuación de Meyerhof, con algunas variantes en los factores de carga. Incluye los efectos producidos por momentos al reducir el área efectiva de la cimentación. Las cargas verticales y horizontales son introducidas de forma directa en el cálculo de sus coeficientes, por lo que deben determinarse sus magnitudes. Incluye efectos de nivel freático. También tiene variantes para cimentaciones en taludes o que estén giradas. • Ecuación de Vesić: Similar a la ecuación de Hansen con algunas variantes en los factores. Los efectos producidos por momentos e inclinación de cargas son introducidos de forma directa. También tiene variantes para cimentaciones en taludes o que estén giradas. Incluye efectos de nivel freático. Los resultados obtenidos con las diferentes formulaciones tienen una alta variabilidad al ser evaluados para el mismo caso. Es recomendable (11) que siempre un mismo caso sea evaluado por varias ecuaciones y comparar los resultados obtenidos, analizando la aplicabilidad de cada uno de ellos al caso particular. Una práctica común es promediar los valores de formulaciones aplicables (11). La determinación de la fuerza sísmica no tiene mayores incertidumbres para edificaciones, ya que se trata de la aceleración de diseño para la superestructura que llega a la cimentación. Sin embargo, para estructuras de otro tipo, como por ejemplo muros de contención, la acción sísmica viene caracterizada por coeficientes de aceleración actuantes. Al respecto, la Federal Highway Administration-FHWA (12) recomienda el uso de la aceleración pico del suelo (PGA) como coeficiente sísmico solo para casos restrictivos en los que casi no se permita deformación por efectos símicos; mientras que, en el caso más general, un uso de 0.5 del PGA es adecuado. En el caso del Perú, estos PGA estarán dictados por la aceleración máxima esperada en la roca multiplicada por un factor de amplificación de 50 ESTRUCTURAS

suelo —ambos de la Norma E.030— donde no existan estudios de microzonificación sísmica más detallados. Se debe tener cuidado en la presencia de suelos malos que puedan amplificar la acción sísmica. La acción sísmica pseudoestática en estructuras que no son edificaciones son determinadas usualmente por el llamado método de Mononobe-Okabe (9,11). Existe una cierta discrepancia en la ubicación de la resultante respecto de la base, ya que Prakash y Basavanna (13) demostraron teóricamente que la resultante debería estar a un tercio de la altura de sostenimiento desde la parte superior hacia abajo; sin embargo, Whitman (14), basado en experimentos, recomienda que sea ubicada a 0.6 de la altura desde la base; mientras que Lam y Martin (15) recomiendan que la fuerza sea reemplazada por una carga uniformemente distribuida en la altura. Este último criterio es el recomendado por la FHWA (9).

3. MÉTODOS PSEUDOESTÁTICOS DE PRESIONES ADMISIBLES COMO COEFICIENTES DE ACELERACIÓN ACTUANTES EN EL SUELO DE CIMENTACIÓN En contraste con el análisis de cimentaciones sometidas a cargas explícitamente estáticas, solo se tiene disponible una cantidad limitada de información en la literatura especializada para el análisis de cimentaciones bajo cargas dinámicas, siendo mucha de esta información referente a cimentación de maquinarias. Igualmente, se ha desarrollado muy poca investigación teórica para cimentaciones sometidas a cargas símicas. A continuación, se revisan dos formulaciones para el análisis de presiones admisibles en suelos sometidos a acciones símicas que son frecuentemente citadas y discutidas en la literatura especializada.

3.1 Método de Richards y otros (16,17) De acuerdo con esta teoría, la capacidad portante de la cimentación está relacionada con la obtenida para la capacidad portante en condiciones estáticas. En primer lugar, se obtiene la capacidad portante para cargas estáticas basada en un mecanismo de falla de tipo Coulomb y la superficie de falla es aproximada por cuñas similares a las de Rankine para el caso estático. Se desarrollan curvas de variación de los factores de capacidad de carga con el ángulo de fricción interna

DETERMINACIÓN DE LA CAPACIDAD PORTANTE DE SUELOS

del suelo. La capacidad de carga en condiciones estáticas está dada por:

qu = qN q + 0.5γBN γ

(Ec. 1)

qu E = qN q E + 0.5γBN γ E

(Ec. 2)

Mientras que, para condiciones sísmicas:

Donde:

N q , Nγ , N qE , Nγ E

= factores de carga

q = γD f

B

γ

(Ec. 3)

= ancho de la cimentación = peso específico del suelo

N q , N γ son obtenidos en función del ángulo de fricción interna φ del diagrama del gráfico 1. Con ello puede calcularse qu . Luego se define el ángulo q por: Los factores

tan θ = Donde:

kh

kh 1 − kv

= coeficiente de aceleración horizontal debida a sismo

k v = coeficiente de aceleración vertical debida a sismo A continuación, se calculan los factores de carga dinámicos en función de los estáticos y q por medio del diagrama que está en el gráfico 2. Con ello se tienen todos los factores para el cálculo de qu E .

120 100

Ø=0 Nq = 1 Ny = 0

Nq y Ny

80 60 40

Ny Nq

20 0 0

10

20

30

40

Ángulo de fricción del suelo, ø (deg) Gráfico 1: Diagramas para la obtención de N q ,

Nγ

en función de φ para la ecuación de Richards (12) ESTRUCTURAS 51

Carlos Iwaki, Christian Chacón y Robinson Ucañán

NyE / Ny

NqE / Nq

1.0

1.0

0.8

0.8

0.6

0.6

Ø = 40° 30°

0.4

Ø = 10° 20°

0.4

30°

20° 0.2 0

0

0.2

0.4

0.6

40°

0.2

10°

0

0.8

0

tan θ = Kh/ 1-Kv

0.2

0.4

0.6

0.8

tan θ = Kh/ 1-Kv

Gráfico 2: Diagramas para la obtención de

N q E , N γ E en función de tan q para la ecuación de Richards (12)

3.2 Método de Budhu y Al-Karni (18) De manera similar al método de Richards, esta formulación utiliza un análisis de teoría de equilibrio límite para la determinación de la capacidad portante en condiciones dinámicas; sin embargo, la superficie de falla se aproxima como una espiral logarítmica. Siguiendo el patrón establecido por los métodos clásicos de cálculo, los efectos sísmicos son introducidos como más factores de modificación

de la ecuación de capacidad de carga, denominados “e”, los cuales pueden ser incluidos en cualquiera de las formulaciones clásicas (Meyerhof, 1963; Hansen, 1970; Vesić, 1973). Por ejemplo, la ecuación de capacidad de carga de Meyerhof puede ser modificada para convertirse en una ecuación más general que incluya los efectos sísmicos como sigue:

quE = CN c S sc d c ec + qN qS sq d q eq + 0.5BγN γS sγ d γ eγ

(Ec. 4)

Donde:

quE = capacidad de carga última en condiciones sísmicas C = cohesión del suelo N cS , N qS , Nγ E

= factores de capacidad portante de la formulación originaria s y d = factores de forma y profundidad

q

= presión de sobrecarga

B = ancho de la cimentación

γ

= peso específico del suelo

ec , eq , eγ

= factores sísmicos, calculados como:

(

ec = exp − 4.3k h1+ D

52 ESTRUCTURAS

)

(Ec. 5)

DETERMINACIÓN DE LA CAPACIDAD PORTANTE DE SUELOS

  5.3k h1.2   eq = (1 − k v ) exp −    1 − k v 

(Ec. 6)

  

(Ec. 7)

  9k 1.1 2 eγ = (1 − k v ) exp −  h 3   1 − kv Donde:

kh

= coeficiente de aceleración horizontal debida a sismo

k v = coeficiente de aceleración vertical debida a sismo Por otro lado:

D=

H

C γH

(Ec. 8)

es la profundidad de la zona de falla desde la superficie del suelo, y está dada por:

H=

Donde,

Df

0.5 B π  exp tan φ  + D f π φ  2  cos +   4 2

(Ec. 9)

es la profundidad de empotramiento de la cimentación.

3.3 Discusión de ambos métodos Ambos métodos introducen la acción sísmica de forma directa al hacer correlaciones de los factores de carga con los parámetros que dominan el problema. Sin embargo, la acción sísmica es introducida en el problema con una forma invariable del movimiento a través de coeficientes de aceleración sísmica. Por tal motivo, no se toman en cuenta efectos inerciales producidos en el suelo ni mecanismos de amortiguamiento ni deformación elástica de los métodos más sofisticados. Ambos métodos tienen formas muy similares a los clásicos para el cálculo de la presión admisible, porque están derivados también de la Teoría de Equilibrio Límite. Respecto del método de Richards, cabe mencionar que fue desarrollado para cimentaciones corridas en las que el largo es mucho mayor que el ancho de cimentación; sin embargo, esta formulación ha sido usada en numerosos ensayos, habiéndose encontrado que es adecuada para su uso en cimentaciones con otras formas (6). El método de Budhu y Al-Karni es una variación directa de otros

métodos más clásicos al introducir más coeficientes de variación por la acción sísmica a cualquiera de las formulaciones anteriores, por lo que es una extensión de ellos. En los desarrollos teóricos, las principales críticas que encuentran estos métodos (19) es que no introducen coeficientes de acción símica de forma directa, sino que son adiciones de más coeficientes de modificación de cargas, de forma similar a las formulaciones estáticas, por lo que no se estaría introduciendo el efecto dinámico de forma directa. Sin embargo, estos coeficientes han sido desarrollados en base teórica y con correlación experimental, además de ser una formulación simple para hojas de cálculo. Experimentalmente, Al-Karni y Budhu (9) realizaron ensayos en mesas vibratorias con arenas y las compararon con las obtenidas teóricamente con las formulaciones de Richards y otros (16), Budhu y AlKarni (18) y Sarma e Iossifelis (20), siendo la de Richards la de mejores resultados. También señalan que estas

ESTRUCTURAS 53

Carlos Iwaki, Christian Chacón y Robinson Ucañán

teorías para capacidad portante en condiciones sísmicas tienen una tendencia a ser conservadores respecto de las observaciones experimentales. En el sentido práctico, es recomendable que siempre se realicen análisis de las cimentaciones con varias teorías que consideren el efecto sísmico, entre las que se pueden considerar además la de Sarma e Iossifelis (20) y Soubra (21), y realizar una evaluación de los diferentes resultados obtenidos antes de recomendar un valor de presión admisible para una cimentación bajo condiciones dinámicas.

4. EJEMPLO COMPARATIVO A continuación se presenta el caso práctico aplicativo que motivó la realización de esta investigación. Se trata de un muro de contención de gravedad del proyecto “Ampliación y Mejoramiento del Sistema de Agua Potable de Arequipa Metropolitana-Lote 1” (Consorcio Alto Cayma), cuyo esquema se muestra en el gráfico 3, mientras que los datos para la evaluación del problema están en la tabla 1. Se desea determinar la capacidad portante de la cimentación del muro de contención para acciones

dinámicas. Se hará una comparación de los resultados obtenidos con métodos clásicos, que consideran la acción sísmica como una fuerza estática equivalente, que es tratada de la misma manera que las fuerzas y momentos de tipo monotónico; estos serán los de Meyerhof (2), Hansen (3) y Vesić (4), y se compararán los resultados con los obtenidos por métodos que consideren la acción sísmica como coeficientes de aceleración en el suelo de cimentación, que serán los de Richards y otros (16) y Budhu y Al-Karni (18). No se usa la teoría de Terzaghi porque, como se ha dicho antes, no es adecuada para cargas inclinadas o excéntricas. Las fuerzas actuantes han sido calculadas aparte considerando las propiedades de los materiales y geometrías. La acción sísmica del suelo sostenido ha sido calculada por el método de Mononobe-Okabe, habiendo sido ubicada su resultante considerando el criterio de Whitman (véase el acápite 2). Para efectos del cálculo de la capacidad portante por los dos métodos, las fuerzas han sido divididas en las de origen estático y las originadas por sismo. En el caso pseudoestático, se tendrán las cargas actuantes mostradas en el gráfico 4, mientras que en el caso sísmico por coeficientes de aceleración se tendrán las cargas actuantes en el gráfico 5.

Z

PS

PM Ee

Be

Ea

X

Df

Df

Ba

PZ

Bs

Bm B

Gráfico 3: Esquema del ejemplo comparativo

54 ESTRUCTURAS

X

DETERMINACIÓN DE LA CAPACIDAD PORTANTE DE SUELOS

Tabla 1: Datos para la evaluación del ejemplo comparativo

DATOS DEL PROBLEMA (x 1 m ancho) PM

Tn

12.96

Bm

m

2.37

PS

Tn

114.98

Bs

m

1.85

PZ

Tn

115.98

Ee

Tn

15.50

Be

m

5.40

Ea

Tn

34.97

Ba

m

3.30

B

m

7.50

L

m

18.00

Df

m

0.90

γ

Tn/m3

1.90

φ

Deg

30.00

c

Tn/m2

0.00

Z MR= MS - MM - MEe - MEa RH= Ee+ Ea

Df

θ R

Rv= PS + PM+PZ

X

B

Gráfico 4: Diagrama de cargas para el caso pseudoestático

ESTRUCTURAS 55

Carlos Iwaki, Christian Chacón y Robinson Ucañán

Z MR= MS - MM - MEa RH= Ea

θ Rv= PS + PM+PZ

Df

R

X

kH kV

B

Gráfico 5: Diagrama de cargas para el caso sísmico con coeficientes de aceleración

Como se muestra en el gráfico 4, para el análisis considerando las acciones símicas como fuerzas estáticas equivalentes se han considerado la fuerza y el momento generado por la fuerza sísmica calculada por Mononobe-Okabe, y han sido sumadas a los efectos estáticos para obtenerse fuerzas y momentos totales. En el caso del análisis considerando coeficientes de aceleración, no se ha considerado la fuerza de empuje sísmico ni volteo de Mononobe-Okabe, ya que la acción sísmica se introduce por coeficientes de aceleración.

Los resultados de los cálculos para los métodos de criterios pseudoestáticos o dinámicos con aceleraciones han sido evaluados usando la hoja de cálculo de Excel “Cap Portante de Suelos-Sismico.xlsx”. Los resultados se muestran en el gráfico 6. Lo más resaltante, en primera instancia, es la alta variabilidad de los resultados obtenidos. Además, es evidente la reducción que sufren las formulaciones clásicas al ser reevaluadas para las modificaciones

Capacidad porcentaje bajo condiciones dinámicas

12.00000 qu (Kgf/cm^2)

10.00000 8.00000 6.00000 4.00000 2.00000 0.00000

FUERZAS PSEUDOESTÁTICAS DINÁMICO C/ACELERACIONES

MeyerhofBudhu Al-Karni 3.03503 1.34902

HansenBudhu Al-Karni 8.48006 2.16787

VesićBudhu Al-Karni 9.82313 2.18902

Richards

Gráfico 6: Resultados de la evaluación de la cimentación del ejemplo comparativo

56 ESTRUCTURAS

6.47178

DETERMINACIÓN DE LA CAPACIDAD PORTANTE DE SUELOS

de Budhu y Al-Karni. Para el caso de Meyerhof, esta reducción está en el orden de 55%, mientras que en los casos de Hansen y Vesić están en el orden de 75%. Pueden diferenciarse dos grupos de resultados: i) los resultados más altos, obtenidos por las formulaciones clásicas de Hansen y Vesić y la de Richards, e ii) los resultados más bajos, obtenidos por las formulaciones clásica y modificada de Meyerhof y las modificadas de Hansen y Vesić. El problema está en determinar cuál es el valor recomendado para usarse como capacidad portante. Según los ensayos citados anteriormente (1,7), los métodos dinámicos con coeficientes de aceleración tienden a ser conservadores, siendo el método de Richards el más cercano a los valores experimentales. Sin embargo, es muy probable que los más altos valores obtenidos por las teorías clásicas de Hansen y Vesić estén del otro lado de la seguridad. El valor

de capacidad portante recomendado podría tomarse como el promedio de todas las formulaciones, en el que se equilibre el exceso de seguridad de las formulaciones con resultados más bajos y la probable falta de seguridad de las formulaciones de valores más altos, lo cual genera un valor de 4.83 kgf/cm2.

5. CAPACIDAD ADMISIBLE SEGÚN EL AASHTO LRFD El reglamento AASHTO LRFD (25) da una metodología para el cálculo de la capacidad admisible que podemos usar tanto para pilares como para estribos; en resumen, es como sigue: El análisis de la capacidad admisible se hará en los tres estados límite: servicio, resistencia y evento extremo.

qu = 0.5gγ BCw1 Nγm x 10-9 + gγ Cw2 Df Nqm x 10-9

(Ec. 10)

Donde: qu = capacidad de carga nominal (MPa) g = aceleración de la gravedad (m/s2) Df = Profundidad de la cimentación (mm) γ = densidad total (kg/cm3) B = ancho de la zapata B’ = ancho de la zapata reducida (mm) B’ = B -2 eB

(Ec. 11)

L’ = L-2 eL

(Ec. 12)

L = longitud de zapata (mm) L’ = longitud de la zapata eB = excentricidad paralela a la dirección B (mm) eL = excentricidad paralela a la dirección L (mm) Cw1, Cw2 = coeficientes en función de Dw (adimensional) Dw = profundidad de la napa freática (mm)

φf = ángulo de fricción del suelo (º) Nγm, Nqm = factores de capacidad de carga modificados (adimensional) Nγm = Nγ sγ cγ i γ

(Ec. 13)

Nqm = Nq Sq cq i q dq

(Ec. 14)

ESTRUCTURAS 57

Carlos Iwaki, Christian Chacón y Robinson Ucañán

Factores de capacidad de carga:



Nγ = 2(Nq+1)tan φf

(Ec. 15)

Nq = eπtanφf tan2 (45+φf /2)

(Ec. 16)

Sγ = 1 – 0.4 ( B’ / L’ )

(Ec. 17)

Sq = 1 + ( B’ / L’ ) tan φf

(Ec. 18)

Factores de forma:

Factores de compresibilidad:

Cγ = Cq = e

I γ = 2 Dr

( 3.07 senφ f )[log10 ( 2 Iγ )] B ( −4.4+0.6 ) tan φ f + L 1+ senϕ f

≤1

pa q

(Ec. 19)

(Ec. 20)

Donde: Dr = densidad relativa en porcentaje q = presión efectiva debido a la sobrecarga del suelo (MPa) pa = presión atmosférica considerada como 0.101 (MPa) Factor de profundidad: dq = 1 + 2tanφ(1-senφ)2 tan-1 ( Df / B )

(Ec. 21)

*Si los suelos por encima del fondo de la zapata son tan competentes como los suelos debajo de la zapata. *Si los suelos son más débiles, utilizar dq = 1. Aún cuando el alcance de este artículo no incluye el asentamiento, mencionamos que la norma AASHTO considera la capacidad admisible por asentamiento, según se indica a continuación.

Se =

q (1 − υ 2 ) A E s βz

Donde: Se = asentamiento estimado (cm) q = intensidad de carga (Mpa) v = módulo de Poisson âz = factor de forma. Depende L`/B` A = área efectiva de la zapata (mm2) B` = ancho efectivo de la zapata (mm) 58 ESTRUCTURAS

(Ec. 22)

DETERMINACIÓN DE LA CAPACIDAD PORTANTE DE SUELOS

L` = largo efectivo de la zapata (mm) Es = módulo de elasticidad (Mpa) La diferencia en este método es el análisis en los tres estados límite y su aplicación considerando los anchos y longitudes efectivos de zapata, con lo cual los valores difieren entre un estado y otro (ver la tabla 2 para una zapata de 8 x 11 metros tomada de un proyecto en Lima). Tabla 2: Resultados de la capacidad admisible por capacidad portante y asentamiento (B = 8.0m x L = 11.0m)

Estado Límite

Presión Actuante

Resistencia

Asentamiento

(kg/cm2)

qu. (kg/cm2)

qadm. (kg/cm2)

Servicio

1.38

84.6

29.6

5.8

5.00

Resistencia

1.77

86.2

30.2

5.6

5.02

Evento extremo (X)

3.53

68.4

23.9

7.1

4.88

Evento extremo (Y)

3.62

92.1

32.2

6.6

4.75

5. NORMATIVA PERUANA Y ERRORES FRECUENTES EN EL CÁLCULO DE ESFUERZOS ADMISIBLES En la normativa nacional, la Norma E.050 se señala que el Estudio de Mecánica de Suelos (EMS) debe contener la recomendación de uso de capacidad de carga última. Para el cálculo de este parámetro para el diseño estructural de la cimentación, no considera específicamente el nivel del evento, como sí lo especifica la norma AASHTO(25), ya que las cargas que actúan sobre la cimentación modifican los resultados de capacidad portante. Tampoco hay una exigencia de un conocimiento de la geometría final de la cimentación, ya que los cálculos se ven afectados por la geometría de la zapata, así como de excentricidades e inclinaciones de la resultante. Adicionalmente, la norma de suelos especifica que, para el cálculo, se usen cargas “aproximadas”, sin determinar cuál es ese nivel de aproximación. En cuanto a las teorías para el cálculo de la capacidad portante, no hay restricciones ni recomendaciones para el uso de teorías apropiadas según el caso particular, ni tampoco especifica que sea necesario hacer un estudio de la variación de los resultados obtenidos para las diversas formulaciones cuando, como se ha visto, se evidencia una alta variabilidad entre formulaciones. En el diseño estructural de las cimentaciones, es común utilizar los datos de capacidad portante del EMS sin hacer una actualización del cálculo con los datos más

qadm. Asentamiento (kg/cm2) (cm)

precisos de geometría y cargas una vez concluido el análisis de la superestructura. La tendencia de los EMS de presentar una recomendación de capacidad portante basada en cargas, con condiciones de cimentación y de geometría aproximadas y sin establecer cómo se consideran las cargas sísmicas aumenta el nivel de incertidumbre y la dependencia del “juicio” del responsable de la elaboración del EMS para la determinación de la capacidad portante. Además, está el hecho de que los EMS rara vez incluyen estudios comparativos entre las diferentes teorías usadas. Más aún, es común que los EMS recomienden valores de capacidad portante en condiciones dinámicas exactamente un 20% más altos que en condiciones estáticas, lo cual es contraproducente según los resultados del ejemplo desarrollado en este trabajo. Al parecer, esto último se genera al pretender de manera “práctica” extrapolar el resultado del caso estático al dinámico considerando la diferencia entre los factores de seguridad exigidos en la norma E.050. Sin embargo, los efectos sísmicos tenderán a la disminución considerable de la capacidad de carga. Este hecho puede generar una condición de inseguridad en el diseño estructural de cimentaciones. Para reducir la incertidumbre en el cálculo, es necesario que la capacidad portante de una cimentación sea determinada con una participación directa de los responsables del diseño estructural y de geotecnia, teniendo en cuenta las consideraciones necesarias para cargas dinámicas. ESTRUCTURAS 59

Carlos Iwaki, Christian Chacón y Robinson Ucañán

La mejor práctica parece ser la determinación de las propiedades de ingeniería del suelo de cimentación por un especialista de mecánica de suelos, con las recomendaciones pertinentes, y realizar el cálculo de la capacidad portante del suelo en una participación conjunta de ingenieros de cimentaciones e ingenieros estructurales. Es necesario hacer hincapié en el hecho

de que la capacidad portante no es una propiedad “intrínseca” de un suelo y es dependiente de las condiciones para la que fue calculada, lo cual tiene que ser notado por los diseñadores de las cimentaciones, por lo que estos resultados siempre deben ser evaluados.

CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES • Se ha presentado un panorama de los métodos para la determinación de la capacidad portante de cimentaciones por presiones admisibles, habiéndose notado las diferencias sustanciales en los resultados entre las distintas formulaciones, considerando tanto cargas estáticas como sísmicas. En general, para condiciones sísmicas, la capacidad portante se ve reducida respecto del caso estático. • La capacidad portante de un suelo depende de la geometría, profundidad, ángulo de fricción, cohesión, densidad del suelo y la dirección y sentido de las cargas de diseño. Es por ello que cada cimentación (entiéndase por cada estructura) tiene una capacidad portante particular y debería ser calculada en cada caso. Esta capacidad portante no es una propiedad intrínseca del suelo. • La capacidad portante debe ser evaluada bajo las condiciones más reales posibles, con el mayor conocimiento de las cargas actuantes, del tipo y geometría de la cimentación y de las condiciones sísmicas imperantes. • Es preferible evaluar siempre la resistencia del suelo para varios tipos de formulaciones aplicables con el suelo y obtener un resultado razonado para estas varias teorías. • Es necesario evaluar la capacidad portante para teorías que incluyan efectos sísmicos de forma directa y compararlas con resultados para formulaciones pseudoestáticas. La capacidad portante bajo estas formulaciones puede ser mucho menor que la contraparte pseudoestática. • La capacidad portante de una cimentación debería ser evaluada en forma conjunta por especialistas de geotecnia, ingenieros de cimentaciones e ingenieros estructurales, manteniendo las consideraciones que puede aportar cada especialidad.

FUENTES REFERENCIALES 1. Meyerhof, G. G. (1951) “The Ultimate Bearing Capacity of Foundations”. En Geotechnique, vol. 2, N.º 4, pp. 301-331. 2. Meyerhof, G. G. (1963, setiembre) “Some Recent Research on the Bearing Capacity of Foundations”. En CGJ, vol. 1, N.º 1, pp. 16-26. 3. Hansen, J. B. (1970) “A Revised and Extended Formula for Bearing Capacity”. En Danish Geotechnical Institute, BuI. N.º 28. Copenhagen. 4. Vesić, A. S. (1973, enero) “Analysis of Ultimate Loads of Shallow Foundations”. En JSMFD, ASCE, vol. 99, SM 1, pp. 45-73.

60 ESTRUCTURAS

DETERMINACIÓN DE LA CAPACIDAD PORTANTE DE SUELOS

5. Vesić, A. S. (1975) Foundation Engineering Handbook, Cap. 3 (1a ed.). Ed. Winterkorn and Fang, Van Nostrand Reinhold. 6. Al-Karni, A. y Budhu, M. (2001) “An Experimental Study of Seismic Bearing Capacity of Shallow Footings”. En Proceedings: Forth International Conference on Recent Advances in Geotechnical Earthquake Engineering and Soil Dynamics and Symposium in Honor of Professor W. D. Liam Finn. San Diego. 7. Vesić, A. S.; Banks, D. C. y Woodard, J. M. (1965) “An Experimental Study of Dynamic Bearing Capacity of Footing on Sand”. En Proceeding, 6th International Conference en Soil Mechanics and Foundation Engineering. Montreal, pp. 209-213. 8. Okamoto, S. (1956) “Bearing Capacity of Sandy Soil and Lateral Earth Pressure During Earthquakes”. En Proceeding, First World Conference on Earthquake Engineering, Paper N.º 27. Berkeley, California. 9. Federal Highway Administration-FHWA (1997) Geotechnical Engineering Circular N.º 3-Design Guidance: Geotechnical Earthquake Engineering for Highways. 10. Gazetas, G. (2006) “Seismic Design of Foundations and Soil-Structure Interaction”. En First European Conference on Earthquake Engineering and Seismology. Ginebra. 11. Bowles, Joseph E. (1997) Foundation Analysis and Design (5a ed.). Ed. McGraw-Hill. 12. Braja. M. Das, (2001) Principios de Ingeniería de Cimentaciones (4a ed.). International Thompson Editores. 13. Prakash y Bavasana (1968). Earth Pressure Distribution Behind Retaining Wall During Earthquake. En Proc., IV World Conference on Earthquake Engineering. Chile. 14. Whitman, R. V. (1990) “Seismic Design and Behavior of Gravity Retaining Walls”. En Geotech. SP N.º 25, ASCE, pp. 817-842. 15. Lam, I. P. y Martin, G. R. (1986) Seismic Design of Highway Bridge Foundations–Vol. II Design Procedures and Guidelines. Report No. FHWA/RD-86-102. McLean, Virginia: U. S. Department of Transportation, Federal Highway Administration. 16. Richards, R.; Elms, D. G. y Budhu, M. (1991) “Soil Fluidization and Foundation Behavior”. En Proc. Second International Conference on Recent Advances in Geotechnical Earthquake Engineering and Soil Dynamics. Rolla, Missouri, pp. 719-723. 17. Richards, R.; Elms, D. G. y Budhu, M. (1993) “Seismic Bearing Capacity and Settlement of Foundations”. En J. Geothec. Engrg., 119 (4), ASCE, pp. 662-674. 18. Budhu, M. y Al-Karni, A. (1993) “Seismic Bearing Capacity of Soils”. En Geotechnique, 43 (1), pp. 181-187. 19. Al-Karni, A.; Budhu, M.; Soubra, A. y Lemonnier, P. (1994) “Discussion: Seismic Bearing Capacity of soils”. Geotechnique 44, N.º 4, pp. 185-188. 20. Sarma, S. K. e Iossifelis (1990) “Seismic Bearing Capacity Factors of Shallow Strip Footings”. En Geotechnique, 40 (2), pp. 265-273. 21. Soubra, A. H. (1992) “Seismic Bearing Capacity of Strip Footings”. En Proceedings of the 3rd International Conference on Computational Plasticity, pp. 995-1006. 22. Al–Karni, A. (1993) “Seismic Settlement and Bearing Capacity of Shallow Footings on Cohesionless Soil” (Doctor of Philosophy Dissertation). University of Arizona. 23. Choudhury, D.; Sitharam, T. y Subba Rao, K. S. (2004) “Seismic Design of Earth-Retain Structures and Foundations”. Current Science, Vol. 87, N.º 10. 24. Ministerio de Vivienda, Construcción y Saneamiento (2006) “Reglamento Nacional de Edificaciones”: Normas E.030 “Diseño Sismorresistente”, E.050 “Diseño de Cimentaciones” y E.090 “Estructuras de Acero”. 25. American Association of State Highway and Transportation Officials-AASHTO (2010) LFRD Bridge Design Specifications (5ta ed.). Washington D. C.

ESTRUCTURAS 61

VÍCTOR I. FERNÁNDEZ-DÁVILA GONZÁLES Ingeniero Civil egresado de la Universidad Nacional de Ingeniería. Magíster en Ciencias de la Ingeniería, MSc. Doctor en Ciencias de la Ingeniería, Ph.D. P. Universidad Católica de Chile, Jefe de Proyecto, Jefe de las disciplinas Civil & Estructuras en GMI S. A. Profesor de Ingeniería Civil. Ex director y ex profesor de la Escuela de Ingeniería Civil de la Universidad Central de Chile. Profesor de Ingeniería Civil en la Universidad Nacional de Ingeniería y la Pontificia Universidad Católica del Perú. Ha sido expositor en numerosos congresos nacionales e internacionales y ha publicado variados artículos en revistas. Profesor investigador y supervisor de tesis de pre- y postgrado de Ingeniería Civil. Revisor de artículos técnicos del Journal of Engineering Structures (Elsevier Editorial). Presidente y organizador de las XXXIII Jornadas Sudamericanas de Ingeniería Estructural (Santiago de Chile, 2008). Su biografía ha sido publicada en la edición por el décimo aniversario (20082009) y por el 11th Edition (2011-2012) de Who´s Who in Science and Engineering. Par evaluador de programa de pregrado de la Comisión Nacional de Acreditación CNA-Chile. Evaluador de Proyectos para el Programa de Ciencia y Tecnología FINCyt (Perú). Evaluador Externo de Proyectos para CONCYTEC (Perú).

ESTUDIO PARAMÉTRICO DE LA RESPUESTA SÍSMICA DE ESTANQUES ELEVADOS DE HORMIGÓN ARMADO CON AISLACIÓN SÍSMICA EN LA BASE Victor I. Fernández-Dávila Gonzáles GMI S. A. Ingenieros Consultores P. Baquedano, F. Gran y E. F. Cruz

ESTUDIO PARAMÉTRICO DE LA RESPUESTA SÍSMICA DE ESTANQUES ELEVADOS DE HORMIGÓN ARMADO CON AISLACIÓN SÍSMICA EN LA BASE

V. I. Fernández-Dávila, P. Baquedano, F. Gran y E. F. Cruz

C

hile ha sufrido en muchas ocasiones los devastadores efectos de sismos de gran magnitud que han producido, como graves consecuencias, la pérdida de vidas humanas y bienes materiales. Sobre la base de experiencias pasadas, debe considerarse como cierta la posibilidad de que el fenómeno se repita en el futuro, con efectos tan catastróficos como en el pasado y tal vez de mayores proporciones. Ante esta posibilidad, es necesario prepararse para enfrentar nuevas amenazas de tal naturaleza, debiéndose adoptar medidas tendientes a evitar o a minimizar los efectos de los sismos que pudieran ocurrir en el futuro (Flores et al., 2002). Hospitales, cuarteles de bomberos, centrales de suministros y telecomunicaciones, cárceles y cualquier tipo de estructura que provea algún suministro importante para la población, requiere permanecer operativa luego de ocurrido un sismo severo, debido a que el cierre temporal puede significar importantes perjuicios en la calidad de vida, así como pérdidas económicas para el sector público y privado. En este contexto, un tipo de estructura industrial encargada de suministrar el servicio de agua potable a la población es el estanque elevado de agua. En la literatura existen estudios sobre este tipo especial de estructura continua que considera su base fija y su base aislada (Shenton et al., 1999). Por otro lado, se sabe que la aplicación de sistemas de aislación sísmica a nivel mundial ha concentrado sus esfuerzos en el estudio de estructuras convencionales como edificios, por lo que resulta muy atractivo investigar sobre su aplicación en este tipo especial de estructura continua generalmente considerada rígida (Muñoz et al., 2001). En efecto, la aislación sísmica ha tenido una creciente aplicación en edificaciones, en los últimos años, en países que poseen alto riesgo sísmico (Japón, Estados Unidos, Italia, Canadá, Nueva Zelanda). Se comprobó su efectividad durante la ocurrencia de importantes sismos tales como el de Northridge (EE.UU., 1994) y el de Kobe (Japón, 1995), debido a que estas ciudades presentaban un importante número de estructuras que estaban diseñadas con sistemas de aislación friccional y elastomérica (Naeim et al., 1999).

64 ESTRUCTURAS

El objetivo del presente trabajo es mostrar los resultados del estudio paramétrico realizado en este tipo especial de “estructura compuesta”, con la finalidad de comprender el comportamiento estructural que posee ante la acción de solicitaciones sísmicas. Se presenta el estudio de la respuesta sísmica de estanques elevados de hormigón armado con sistema de aislación basal. Del análisis de sensibilidad de las variables que caracterizan los estanques se definieron modelos paramétricos elásticos a fin de obtener una familia representativa de casos realistas. Este tipo especial de estructura —similar a un péndulo invertido— se discretizó empleando el criterio de masas concentradas, y el sistema de aislación se conformó con un anillo rígido que conecta el extremo inferior del fuste con 12 aisladores distribuidos uniformemente. Las cargas sísmicas aplicadas a los modelos estructurales provienen del espectro de diseño de aceleraciones recomendada por la norma NCh 2745 Of. 03. Se observaron las respuestas máximas de los desplazamientos laterales, los esfuerzos de corte y los momentos flectores. El análisis de los resultados permitió observar que los momentos flectores máximos y los esfuerzos de corte máximos equivalen al 50% de tales respuestas máximas obtenidas en sus similares de base fija; del mismo modo, los desplazamientos laterales relativos máximos resultaron inferiores a 1,2%, lo que permite inferir que la estructura se desplaza prácticamente como un cuerpo rígido.

1. METODOLOGÍA 1.1 Tipo de estructura Se analizó un estanque elevado de hormigón armado que almacena agua potable y que posee una conexión flexible (sistema de aislación) entre la base de la superestructura y la fundación. El sistema de aislación (tabla 1) trabaja en rango elástico y está compuesto por aisladores sísmicos, que consisten en

ESTUDIO PARAMÉTRICO DE LA RESPUESTA SÍSMICA DE ESTANQUES ELEVADOS

un conjunto de láminas delgadas de goma intercaladas con placas de acero, las cuales se adhieren a la goma mediante un pegamento epóxico y posterior proceso de vulcanización. Como resultado, se obtiene un elemento resistente de baja rigidez horizontal y alta

rigidez vertical, logrando desacoplar a la estructura del movimiento sísmico del suelo. Se utilizaron 12 aisladores que se encuentran equidistantes entre sí ubicados en el perímetro del pedestal de soporte o fuste (figuras 1 y 2).

Tabla 1: Propiedades físicas de la goma

Descripción

Unidad

Gomas/refuerzo

Gomas/refuerzo

Acero

45

65

100

IRHD1 σt

MN/m

28

21

420

σu

%

680

420

40

E

MN/m

1.9

5.9

210,000

G

MN/m2

0.54

1.37

81,000

k

MN/m

1000

1200

176,000

0.4997

0.4997

0.29

%

80

60

100

m/s

37

37

5000

2

2

2

v Resiliencia Vs

IRHD: International Rubber Hardness (índice de dureza de la goma)

1

U

Ø

MASA CONVECTIVA

H 1 H 2

ec

H

LÍNEA DE PROYECCIÓN

AISLADOR

RESORTE

Ht BASE

ef

Hf SISTEMA DE AISLACIÓN

ef

d

Hr

Øf

c) Localización de aisladores de base

b) Modelo de masas concentradas

Øf

a) Sección transversal

DIAFRAGMA RÍGIDO 1

2

2

PROYECCIÓN 1 AISLADORES

2

2

2

1

PROYECCIÓN 2 AISLADORES

d) Proyección de aisladores en elevación

Figura 1: Estanque elevado tipo “composite” y sistema de aislación

ESTRUCTURAS 65

V. I. Fernández-Dávila, P. Baquedano, F. Gran y E. F. Cruz

ESPESOR LÁMINA DE GOMA H

PLACA DE ACERO

PLACA DE UNIÓN D

Figura 2: Aislador sísmico

geométricas y físicas más relevantes (tablas 2 y 3). Se consideraron propiedades geométricas tales como:

La superestructura es el estanque elevado de hormigón armado tipo “composite” (Muñoz et al., 2001) y está compuesto por dos elementos de sección transversal circular: una base de soporte o fuste y, en su parte superior, un estanque o cuba. Esta elección se llevó a cabo considerando las construcciones más comunes de estanques elevados en la zona central de Chile y de su capacidad de almacenamiento de agua. El tipo de aislador considerado en el estudio es el aislador de alto amortiguamiento (HDR) (Naeim et al., 1999), debido a su alta capacidad de disipar energía proveniente del movimiento sísmico del suelo, impidiendo que esta energía sea absorbida totalmente por la superestructura.

Ht, Hc, Hf = alturas totales del estanque, de la cuba y del fuste, respectivamente ef, ec = espesores del fuste y de la cuba

φf, φc = diámetro del fuste y de la cuba Hc1 = altura de la cuba donde el diámetro se mantiene fijo Hc2 = altura de la cuba donde el diámetro es variable La modelación de los estanques como estructuras tipo péndulo invertido se demuestra en la tabla 3, y consiste en verificar que más del 50% del peso total se encuentra en el nivel superior (INN 2002) (figura 1).

Se eligieron ocho estanques tipo “composite” con los cuales se lograron identificar las características

Tabla 2: Características geométricas de los estanques y datos sísmicos locales

66 ESTRUCTURAS

Estanque

Hc (m)

Hf (m)

фc (m)

фf ec (m) (m)

ef (m)

Hc1 Hc2 (m) (m)

Datos sísmicos

ξ (%)

1 Pontigo-Buin

2000

31.3 10.1 21.2 23.8 12 0.2 0.25 2.1 8.0 2

II

5

2 Linderos

2000

38.3 10.1 28.2 23.8 12 0.2 0.25 2.1 8.0 2

II

5

3 Paine

1000

35.8 6.8 29.0 19.0 12 0.2 0.20 1.7 5.2 2

II

5

4 Los Tilos

1500

29.8 8.8 21.0 19.0 12 0.2 0.20 3.6 5.2 2

II

5

5 Estadio-Estación Buin

1500

32.8 8.8 24.0 19.0 12 0.2 0.20 3.6 5.2 2

II

5

6 Melipilla

500

30.3 5.3 25.0 12.9

9

0.2 0.20 1.6 3.7 3

III

5

7 El Monte

500

25.3 5.3 20.0 12.9

9

0.2 0.20 1.6 3.7 3

III

5

8 El Trébol

2000

38.3 10.1 28.2 24.2 12 0.2 0.25 2.3 7.8 2

II

5

Zona

Suelo

N°

Capacidad Ht (m3) (m)

ESTUDIO PARAMÉTRICO DE LA RESPUESTA SÍSMICA DE ESTANQUES ELEVADOS

Tabla 3: Pesos de los estanques elevados de agua (kN)

Estanque

Wfuste

Wcuba

Pontigo-Buin

5000

Linderos

Wfuste

Wtotal=

Wsup=

Wsup/Wtotal

+

WH2O

5390

10,390

20,000

30,390

25,390

83.6

6650

5390

12,040

20,000

32,040

25,390

79.3

Paine

5470

3410

8880

10,000

18,880

13,410

71.0

Buin

3960

3980

7940

15,000

22,940

18,980

82.7

Estadio Buin

4520

3980

8500

15,000

23,500

18,980

80.8

Melipilla

3530

1750

5280

5000

10,280

6750

65.6

El Monte

2830

1750

4580

5000

9580

6750

70.5

El Trébol

6650

5520

12,170

20,000

32,170

25,520

79.3

Wcuba

Wfuste + Wcuba + WH2O Wcuba + WH2O

(%)

1.2 Interacción fluido-estructura La interacción fluido-estructura se realizó empleando el modelo mecánico equivalente propuesto por Housner (1954, 1963), quien propuso que el movimiento de la masa total de agua se puede representar de la siguiente manera: a) una masa solidaria a la cuba o estanque, denominada masa fija o impulsiva (Mo); y b) una masa que representa el fenómeno de oleaje del agua, denominada masa móvil o convectiva (M1) y que se conecta a las paredes de la cuba mediante un resorte de rigidez total K. Las Ecs. (1) a (6) permiten evaluar la masa impulsiva y convectiva, la rigidez del resorte, el período de vibración del agua (Ta) y la ubicación de dichas masas medidas desde la base de la cuba.

M 0 M F

 H  ⋅    D

 M  3 h = ⋅ H ⋅ 1 + α ⋅  F − 1 0 8 M    0   H   Cosh 13.5 ⋅  − β   D  h = H ⋅ 1 −  1 H H  13.5 ⋅ ⋅ Senh  13.5 ⋅   D D    

(Ec. 4)

(Ec. 5)

(Ec. 6)

Donde:

WF = peso total del agua (Ec. 1)

α y β = variables dependientes de las presiones en las paredes

H Tanh  13.5 ⋅  M D  1 = 363 ⋅ H M 512 13.5 ⋅ F D

H ⋅ K 45  M1 = ⋅ WF 2  MF

M 1 K

MF = masa total del agua

 3 D ⋅  Tanh  2 H   = 3 D ⋅ 2 H

2

T = 2π ⋅ a

2

h0 = altura de la masa impulsiva con respecto al fondo del estanque (Ec. 2)

h1 = altura de la masa convectiva con respecto al fondo del estanque Ta = período fundamental de vibración de la masa convectiva

(Ec. 3)

H y D = altura y diámetro del estanque, respectivamente

ESTRUCTURAS 67

V. I. Fernández-Dávila, P. Baquedano, F. Gran y E. F. Cruz

Los valores tomados para este estudio fueron α = 0 y β = 1, debido a que se consideran las presiones en las paredes del recipiente que almacena el agua. En el presente estudio, la altura H corresponde a la altura Hc del modelo analizado, y el diámetro D corresponde φc (figura 1.a). Además, Wf corresponde a WH2O.

1.3 Parametrización de la estructura A partir del estudio de las características elásticas que definen el comportamiento de los ocho estanques elevados reales de sección circular (tabla 2), se encontraron inicialmente diez parámetros de interés que, combinados adecuadamente, permitieron representar a una amplia familia de casos (FernándezDávila et al., 2005). Los parámetros son los siguientes: • (RH) Hf

Razón de alturas de la cuba y el fuste = Hc/

• (RD) Razón de diámetros exteriores de la cuba y el fuste = φc/φf • (HD) Razón de esbeltez = Ht/φf, es el cociente entre la altura total del estanque y el diámetro exterior del fuste

cociente entre la altura de la sección variable de la cuba y la altura total de la cuba • (RHa) Razón de esbeltez del aislador de sección circular = H/D, es el cociente entre la altura total del dispositivo de aislación y el diámetro del aislador • (RR) Razón alturas-diámetros = RH/RD, es el cociente entre la relación de alturas y la relación de diámetros exteriores • (RDe) Razón diámetros exteriores-espesores = DEc/DEf, es el cociente entre las relaciones de diámetro exterior y espesor de la cuba y diámetro exterior y espesor del fuste Las razones RR y RDe relacionan dos parámetros geométricos cada una, con lo cual los diez parámetros iniciales se reducen, finalmente, a seis (tabla 4). Estos valores fueron obtenidos a partir del estudio analítico de los valores observados para cada parámetro del total de ocho estructuras reales estudiadas (tabla 2), a fin de considerar una familia representativa de casos. A partir de las combinaciones realizadas entre los parámetros geométricos, físicos y sísmicos, la base de datos estudiada queda constituida por una familia de 972 estanques elevados de hormigón armado.

• (DEc) Razón diámetro exterior y espesor en la cuba = φc/ec • (DEf) Razón diámetro exterior y espesor en el fuste =φf/ef • (RM) Razón de masas = MH2O/Mt, es el cociente entre la masa total de agua almacenada y la masa total de la superestructura • (RHc)

Razón de alturas en la cuba = Hc1/Hc, es el

1.4 Análisis de sensibilidad El análisis de sensibilidad consistió en comparar las respuestas sísmicas de un estanque elevado modelado usando dos tipos de elementos: elementos finitos tipo “shell” (MEF) y elementos planos unidimensionales tipo “frame” (CSI 2003). En ambos casos se empleó el criterio de masas concentradas en los nudos (MC). El

Tabla 4: Valores adoptados por los parámetros y número de casos estudiados

Parámetros Estanque Id

Sísmicos

RR

HD

RDe

RHc

RM

RHa

1

0.10

2.4

1.0

0.2

0.9

0.35

2

2

0.21

2.9

2.0

0.4

1.5

0.50

3

3

0.36

3.2

2.7

---

2.0

1.00

---

(---) No existe valor.

68 ESTRUCTURAS

Aislador

Suelo Zona

2

ξ (%)

5

N° total de casos

972

ESTUDIO PARAMÉTRICO DE LA RESPUESTA SÍSMICA DE ESTANQUES ELEVADOS

estanque modelado por elementos finitos tipo “shell” requirió más de 700 elementos tipo “shell” (CSI 2003) de tamaño 1 x 1m2; en cambio, usando elementos tipo “frame”, se requirieron un total de diez para el fuste y cinco para la cuba. La discretización permite expresar los desplazamientos de cualquier estructura en términos de un número finito de grados de libertad que proporciona una idealización conveniente del sistema. Los estanques elevados de hormigón armado son modelados como un sistema tipo péndulo invertido debido a que poseen más del 50% de la masa en la parte superior de la estructura. Para el caso particular de estanques elevados, la estructura de soporte (fuste) se subdivide en diez elementos y la cuba se divide en cinco elementos, lo que da un total de 15 grados de libertad de la estructura más un grado asociado al movimiento de la masa convectiva del agua (según la metodología propuesta por Housner), todos horizontales, que se complementarán con los 15 grados de libertad rotacional, teniendo en total 31 grados de libertad. Dependiendo de la cantidad de aisladores utilizados en cada estanque elevado de hormigón armado, variará la disposición de estos en el modelo en dos dimensiones. La distribución de los aisladores en planta que modela a los aisladores ubicados por el perímetro del fuste a una distancia equidistante entre los dispositivos de aislamiento, se muestra en la figura 1.c.

la estructura y las fundaciones, se ven afectadas, por lo que es necesario considerar el comportamiento en esta zona específica; con lo cual se tiene un total de 32 grados de libertad en la estructura compuesta. Finalmente, el modelo queda representado tal como lo muestra la figura 1.b. Las respuestas que se compararon fueron los períodos de vibración, los desplazamientos laterales, los esfuerzos de corte y los momentos flectores. Los errores máximos encontrados fueron: 2,3% en los períodos de vibración, 8,8% en los desplazamientos laterales, 6,6% en el esfuerzo de corte basal y 4,3% en los momentos flectores. Se observó que las respuestas obtenidas usando elementos unidimensionales son conservadoras en comparación con las respuestas obtenidas con los elementos finitos. Es decir, las respuestas obtenidas por medio de elementos finitos son, en todos los casos, menores. Esta comparación fue realizada en los ocho estanques reales de la familia patrón considerando, además, situaciones de base aislada y fija (Muñoz, 2001). La ecuación de movimiento que gobierna la respuesta de una estructura del sistema de varios grados de libertad sometida a un sismo se escribe como: m ⋅ u && + c ⋅ u& + k ⋅ u = −m ⋅ l ⋅ &u&g ( t )

(Ec. 7)

Donde: üg(t) = aceleración del suelo

m ⋅=u + c ⋅ u&de+ masas k ⋅ u = −m ⋅ l ⋅ &u&g ( t ) Al momento de modelar los aisladores, es necesario &&matriz generar una línea de proyección que permita la m⋅u = −mde ⋅ l ⋅rigidez && + c ⋅ u& + k ⋅=umatriz &u&g ( t ) lateral disposición en el plano de aislación de los dispositivos m⋅u + k ⋅ ude=amortiguamiento −m ⋅ l ⋅ &u&g ( t ) que se encuentran en el mismo eje. Una vez hecha && + c ⋅=u&matriz esta línea, se busca el punto medio, que corresponde −m ⋅ l ⋅ &u&g ( t ) = fuerzas externas al lugar donde irá ubicado el par de aisladores. La disposición final en dos dimensiones corresponderá a las propiedades de un aislador en sus extremos, y los puntos centrales serán modelados con las propiedades de dos aisladores, representados en la figura 1.d. La unión de los aisladores que se proyectaron en dos dimensiones se realizará mediante un diafragma rígido, que representa un anillo de unión entre el fuste de la estructura y los dispositivos de aislamiento. El sistema de aislación genera un nuevo grado de libertad horizontal en el modelo, producto de que, al incorporar este dispositivo las deformaciones entre

1.5 Espectro de diseño La excitación sísmica que se utilizó fue el espectro de diseño según la norma NCh 2745 Of. 2003 (INN 2003), reducido por el factor de reducción R, que señala la norma de diseño sísmico de estructuras industriales NCh 2369 Of. 2002 (INN 2002). Dicho espectro de diseño reducido (gráfico 1) depende tanto de la zona sísmica como del tipo de suelo en donde se encuentre fundada la estructura, donde Sa es la aceleración espectral (m/s2) y Tn es el período de vibración de la estructura (seg).

ESTRUCTURAS 69

V. I. Fernández-Dávila, P. Baquedano, F. Gran y E. F. Cruz

Espectro de Diseño, Estructuras aisladas 6 5

Sa (m/s2)

4 3 2 1 0 0,00

1,00

2,00

3,00

4,00

5,00

6,00

7,00

Tn (s) Suelo II Zona 2

Suelo II Zona 3

Suelo III Zona 2

Suelo III Zona 3

Gráfico 1: Espectro de diseño utilizado

Para la obtención de las respuestas se utilizó el método de superposición modal espectral, considerando la combinación cuadrática completa (CQC).

1.6 Aisladores sísmicos La metodología de diseño de aisladores sísmicos que se indica a continuación satisface los requisitos que se establecen en la norma de aislación sísmica de estructuras (INN, 2003): a) Definir la zona sísmica y el tipo de suelo en donde se emplazará el estanque elevado de agua, para luego conocer el factor de zona Z, el factor de amplificación Ma y el factor de reducción de respuesta RI. Para este tipo especial de estructuras, la norma (INN, 2002) especifica un factor de importancia igual a 1.2. b) El diseñador debe escoger las variables tales como el porcentaje de amortiguamiento (β) del sistema de aislación, el módulo de corte de la goma (G) y el período de vibración objetivo al que se desea llevar la estructura.

70 ESTRUCTURAS

depende directamente del amortiguamiento del sistema de aislación. e) Determinación del período de vibración real de la estructura, el cual debe ser similar al propuesto en el paso b). Si esto no se cumple, se debe hacer una nueva iteración variando las dimensiones del aislador, tanto en su altura como en su diámetro, volviendo a empezar desde el paso c). f) Calcular el desplazamiento lateral total de la estructura. Este desplazamiento toma en cuenta la torsión accidental. La fórmula utilizada en este paso debe ajustarse según el tipo de planta que tenga la estructura (rectangular o circular). En este estudio, las plantas son de sección circular. g) Se debe obtener la rigidez vertical de los aisladores propuestos. En este paso se debe verificar que el sistema cuente con una frecuencia vertical mayor a 10 Hz (INN, 2003), lo que asegura una alta rigidez vertical, evitando excesivas vibraciones y baja deformación debido al peso propio. h) Obtención de la rigidez flexural de la estructura.

c) Determinación de las dimensiones del aislador elastomérico a través de un proceso iterativo que permita obtener la rigidez más adecuada, tanto desde el punto de vista de resistencia como del económico.

i) Verificación de la resistencia a la compresión de las placas de acero (intermedias y exteriores).

d) Cálculo del desplazamiento lateral de diseño, el cual depende de los factores CD y BD. El factor BD

k) Verificación del factor de seguridad al volcamiento (debe ser mayor a 1).

j) Verificación del factor de seguridad al pandeo (debe ser mayor a 1).

ESTUDIO PARAMÉTRICO DE LA RESPUESTA SÍSMICA DE ESTANQUES ELEVADOS

La tabla 5 muestra los valores límite máximos y mínimos de los esfuerzos en los aisladores obtenidos a partir del análisis realizado en los 972 estanques elevados.

herramienta computacional SAP2000 (CSI, 2003). Para obtener las respuestas máximas (desplazamientos laterales, esfuerzos de corte y momentos flectores) se utilizó la regla de combinación cuadrática completa (CQC) (INN, 2003). Se consideró que la mitad de los modelos se encuentran fundados sobre suelo tipo II y, los restantes, sobre suelo tipo III (gráfico 2) (INN, 2002), con la finalidad de comparar las respuestas de interés. Las variaciones porcentuales debido al tipo de suelo son iguales a un 6.54% en los esfuerzos de corte, 6.80% en los momentos flectores y 6.56% en los desplazamientos laterales.

2. ANÁLISIS DE LOS RESULTADOS El análisis de los 972 modelos paramétricos de los estanques elevados de agua se realizó utilizando la

Tabla 5: Valores límite máximos y mínimos de los esfuerzos en los aisladores (972 estanques elevados) Parámetros

KH (kN/m)

Kv (kN/m)

Kq (kN/m)

Ha (m)

Da (m)

Máximo

31,573.2

1,601,540.1

47,776.8

0.41

1.17

Mínimo

6163.0

312,616.9

392.8

0.08

0.24

Espectro de Diseño, Estructuras aisladas 4,5 4

3,5

Sa (m/s2)

3

2,5 2

1,5 1

0,5 0 0,00

0,50

1,00

1,50

2,00

2,50

3,00

3,50

4,00

Tn (s) Suelo II Zona 2

Suelo III Zona 2

Gráfico 2: Espectro de diseño de estructuras aisladas para la zona sísmica 2 y diferente tipo de suelo

La validez de este estudio se limita a los parámetros que adoptan los siguientes dominios:

RR ∈ [0.1; 0.36]; HD ∈ [2.4; 3.2]; RDe [1; 2.7]; RHc ∈ [0.2; 0.4]; RM ∈ [0.9; 2]; RHa ∈ [0.35; 1]; Tipo de suelo [2; 3].

ESTRUCTURAS 71

V. I. Fernández-Dávila, P. Baquedano, F. Gran y E. F. Cruz

Se analizó la forma modal entre estanques de base fija y de base aislada debido a que la incorporación del sistema de aislación produce un aumento de los períodos en todos los modos de vibración, excepto del primer modo asociado al movimiento del agua del estanque en comparación con los estanques elevados de base fija. La tabla 6 muestra que el período fundamental de vibración corresponde al período de

vibración del agua tanto en el estanque fijo como en el aislado; sin embargo, en el caso del estanque de base aislada, el segundo modo corresponde al sistema de aislación, que adoptó un valor entre 1.9 y 2.5 seg. Finalmente, en el tercer modo aparece la influencia de la estructura, lo que se produce en el segundo modo del estanque de base fija (gráficos 3 y 4).

Tabla 6: Períodos de vibración, estanque (Pontigo-Buin) elevado lleno, fijo y aislado Períodos de vibración (seg) Modo

Fijo

Aislado

Modo

1

6.229531

6.519261

10

0.008611

0.009913

2

0.372167

1.972617

11

0.007581

0.008457

3

0.061536

0.430052

12

0.006915

0.00747

4

0.033761

0.053562

13

0.006495

0.006841

5

0.021573

0.032529

14

0.006260

0.006457

6

0.015153

0.020217

15

0.006143

0.006249

7

0.012383

0.014691

16

0.004673

0.006143

8

0.010450

0.012100

17

0.003931

0.004673

9

0.010087

0.010393

Aislado

35

35

35

30

30

30

25

25

25

20

20

20

15

15

15

10

10

10

5

5

5

0 -0,02

Fijo

0

0

0

0,02

0,04

0,06

0,08

(a) Primer modo

0,1

0,12

-0,12

-0,1

-0,08

-0,06

-0,04

-0,02

(b) Segundo modo

0

0,02

-0,1

-0,05

0

0,1

(c) Tercer modo

Gráfico 3: Primeras tres formas modales del estanque elevado N.º 1 con base fija y lleno de agua

72 ESTRUCTURAS

0,05

0,15

0,2

ESTUDIO PARAMÉTRICO DE LA RESPUESTA SÍSMICA DE ESTANQUES ELEVADOS

-0,12

-0,1

-0,08

-0,06

-0,04

-0,02

32

32

32

27

27

27

22

22

22

17

17

17

12

12

12

7

7

7

2

2

2

-3

0

-0,02

0,02

-3

0

(a) Primer modo

0,02

0,04

0,06

0,08

0,1

-0,1

-0,05

(b) Segundo modo

-3

0

0,05

0,1

0,15

(c) Tercer modo

Gráfico 4: Primeras tres formas modales del estanque elevado N.º 1 con base aislada y lleno de agua

El análisis de resultados muestra lo siguiente: • Al comparar los estanques de base fija con su símil de base aislada, se comprobó que con la incorporación del sistema de aislación se reducen los esfuerzos de corte

y los momentos flectores en 50%, aproximadamente (gráficos 5 y 6).

45 40 35

H (m)

30 25 20 15 10 5 0 0

50

100

150

200

250

300

350

400

10·kN Fijo

Aislado

Gráfico 5: Esfuerzo de corte del estanque Pointigo-Buin

ESTRUCTURAS 73

V. I. Fernández-Dávila, P. Baquedano, F. Gran y E. F. Cruz

Momentos Flectores 45 40 35

H (m)

30 25 20 15 10 5 0 0

2000

4000

6000

8000

10000

12000

10·(kN-m) Aislado

Fijo

Gráfico 6: Momentos flectores del estanque Pointigo-Buin

• En los casos de base fija y base aislada, se aprecia que el movimiento del agua debido a la excitación sísmica es el principal causante del brusco aumento de las magnitudes del esfuerzo de corte. La tabla 7 muestra

los períodos de vibración del modelo paramétrico del estanque elevado N.° 1 (RH = 0,2; RD = 2; HD = 2,4; DEc = 60; DEf=60; RM = 0,9; RHc = 0,2; RHa = 0,35; RR = 0,1; RDe = 1).

Tabla 7: Períodos de vibración, estanque aislado y fijo

Estanque fijo (seg)

74 ESTRUCTURAS

Estanque aislado (seg)

Modo

Lleno

Vacío

Lleno

Vacío

1

9.854648

0.289871

10.006377

2.104117

2

0.305408

0.051379

2.158063

0.453771

3

0.051383

0.024093

0.458657

0.043037

4

0.024278

0.017541

0.043047

0.022859

5

0.018213

0.013569

0.023183

0.016810

6

0.013818

0.010742

0.017429

0.013171

7

0.010818

0.008967

0.013372

0.010461

8

0.009002

0.007866

0.010531

0.008800

9

0.007885

0.007163

0.008832

0.007745

10

0.007175

0.006724

0.007763

0.007085

11

0.006733

0.006476

0.007096

0.006681

12

0.006485

0.006356

0.006690

0.006464

13

0.006399

0.004063

0.006473

0.006357

14

0.004792

0.003967

0.006398

0.003999

15

0.004063

0.003054

0.004792

0.003967

16

0.003456

0.002665

0.003999

0.003054

17

0.002746

0.001307

0.003457

0.002665

ESTUDIO PARAMÉTRICO DE LA RESPUESTA SÍSMICA DE ESTANQUES ELEVADOS

• El desplazamiento lateral experimenta un fuerte aumento de su magnitud en la zona del aislador, que bordea 1000%, ya que la rigidez lateral de este es considerablemente menor a la rigidez que posee la estructura de soporte o fuste.

En efecto, esto se debe a que los aisladores sísmicos reducen los momentos máximos, lo que hace que el cociente entre el peso de la estructura (Peso) y el área de la sección (A) del fuste sea considerablemente mayor al cociente entre el momento máximo (Mmax) y el módulo resistente (W), lo que significa que el fuste se encuentra siempre sometido a efectos de compresión, limitando la armadura de la sección a armadura mínima.

Una condición que se produce en todos los modelos estudiados y que favorece el diseño de la estructura es que el pedestal de soporte o fuste siempre se encuentra sometido a esfuerzos de compresión y no de tracción, como su símil de base fija. Esto ocurre debido a que se satisfacen las ecuaciones (8) y (9): Peso Mmax (Ec. 8) + >0

Área

Según la norma chilena NCh 433 Of. 96 (INN, 1996), el desplazamiento lateral relativo en todos los niveles de la estructura debe ser menor a 2%. Del análisis de los resultados obtenidos en la familia de estanques elevados de agua se comprobó que cumplen con este requerimiento, debido a que el máximo desplazamiento lateral relativo fue de 1.2%.

W

M Peso − max > 0 Área W



(Ec. 9)

CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES • La incorporación del sistema de aislación reduce los esfuerzos de corte y los momentos flectores en 50%, aproximadamente (gráficos 5 y 6). Esta incorporación del sistema de aislación en los estanques elevados produjo que el fuste quedara sometido a esfuerzos de compresión, lo que no ocurre necesariamente en su símil de base fija. • Es posible determinar que los estanques elevados de hormigón armado con aislación en la base estudiados, tienen un desplazamiento lateral en forma de un cuerpo rígido, debido a que el máximo desplazamiento lateral relativo fue de 1.2%. • Las diferencias de las respuestas máximas determinadas del análisis por elementos finitos con el análisis de masas concentradas, utilizando las expresiones del modelo mecánico equivalente (Housner, 1963), fueron: 2.3% en los períodos de vibración, 8.8% en los desplazamientos laterales, 6.6% en el esfuerzo de corte basal y 4.3% en los momentos volcantes. • El comportamiento sísmico de una estructura fija y una aislada es similar, variando solo los valores máximos de las respuestas, debido a que la forma geométrica que experimentan las respuestas de interés en forma gráfica es similar entre estanques aislados y fijos.

LISTA DE SÍMBOLOS δ

: Desplazamiento lateral máximo (m)

MH2O

: Masa del agua almacenada (kN)

φc

: Diámetro de la cuba (m)

Mt

: Masa total de la estructura (kN)

φf

: Diámetro del fuste (m)

M

: Momento volcante máximo (kN∙m)

γh

: Densidad aparente del agua (10∙kN/m3)

MC

: Criterio de masa concentrada

d

: Diámetro del aislador (cm)

RDE

: Relación diámetro espesor

ec

: Espesor de la cuba (m)

RR

: Relación altura diámetro

ef

: Espesor del fuste (m)

T1

: Período fundamental del primer modo (seg)

Ht

: Altura total del estanque (m)

T2

: Período fundamental del segundo modo (seg)

Hc

: Altura de la cuba (m)

T3

: Período fundamental del tercer modo (seg)

Hf

: Altura del fuste (m)

V

: Esfuerzo de corte máximo (kN)

Hr

: Altura del aislador (solo la goma) (cm)

Vol

Hc1

: Altura fija de la cuba (m)

: Volumen de agua del estanque elevado de agua de hormigón armado (m3)

Hc2

: Altura variable de la cuba (m)

WF

: Peso del pedestal de soporte o fuste (kN) ESTRUCTURAS 75

V. I. Fernández-Dávila, P. Baquedano, F. Gran y E. F. Cruz

FUENTES REFERENCIALES Computers & Structures, Inc. (2003) SAP2000 Non linear. Version 8.2. Academic License. Proyecto de Investigación N.º 28. Universidad Central de Chile. Fernández-Dávila, V.I; Baquedano, P.; Gran, F. (2005) Estudio de la respuesta sísmica de estanques elevados de agua de hormigón armado con aislación sísmica en la base. En IX Jornadas de Chilenas de Sismología e Ingeniería Antisísmica. Concepción (Chile). Flores, F.; Franco, Ch.; Fernández-Dávila, V. I. (2002) Análisis y diseño sísmico de estanques elevados de hormigón armado con aislación basal. En VIII Jornadas Chilenas de Sismología e Ingeniería Antisísmica. Valparaíso. Chile. Housner, G. W. (1954) Earthquake pressures on fluid containers. Eight Technical report under office of naval research. Pasadena: California Institute of Technology. Housner, G. W. (1963) Dynamic Analysis of Fluids in Containers Subject to Acceleration. En Bull. Seismology Soc. Am. 47 (1), p. 15-37. Instituto Nacional de Normalización-INN (1996) Diseño sísmico de edificios. NCh 433 Of. 96. Santiago de Chile. Instituto Nacional de Normalización-INN (2002) Análisis y diseño sísmico de estructuras industriales. NCh 2369 Of. 2002. Santiago de Chile. Instituto Nacional de Normalización-INN (2003) Análisis y diseño de edificios con aislación sísmica. NCh 2745 Of. 2003. Santiago de Chile. Muñoz, M. (2001) Análisis y diseño sísmico de estanques elevados. Memoria para optar al Título de Ingeniero Civil en Obras Civiles. Universidad Central de Chile. Facultad de Ciencias Físicas y Matemáticas. Escuela de Ingeniería Civil en Obras Civiles. Muñoz, M.; Fernández-Dávila, V. I. (2001) Análisis y diseño sísmico de estanques elevados. En 2° Congreso Iberoamericano de Ingeniería Sísmica. Madrid. Naeim, F.; Kelly, J. M. (1999) Design of Seismic Isolated Structures: From Theory to Practice. Berkeley: John Wiley & Sons. Shenton, H. W.; Hampton, F. P. (1999) Seismic response of isolated elevated water tanks. En Journal of Structural Engineering, vol. 125, N.º 9, pp. 965-976.

Los autores agradecen a la Escuela de Ingeniería Civil en Obras Civiles de la Universidad Central de Chile por el apoyo brindado a la presente investigación.

76 ESTRUCTURAS

CIVIL

EDWIN CARPIO MEDINA

Egresado de la Facultad de Ingeniería Civil de la Universidad Nacional San Antonio Abad del Cusco. Trabajó cinco años en el Gobierno Regional de Cusco en la Gerencia de Operaciones como Jefe de Estudios, Asistente Técnico y Residente de Obra. Ingresó a laborar en GMI en diciembre de 2002 y, como Ingeniero Supervisor, se ha desempeñado como Jefe de Oficina Técnica, Especialista en Trazo y Topografía y Especialista en Costos y Valorizaciones, en obras de infraestructura vial como mejoramientos, mantenimientos, rehabilitaciones y construcción de carreteras en distintas zonas de nuestro país.

ESTABILIZACIÓN DE SUELOS ARCILLOSOS CON CAL

PROCESO CONSTRUCTIVO: ESTABILIZACIÓN DE SUELOS ARCILLOSOS CON CAL Edwin Carpio Medina GMI S. A. Ingenieros Consultores

CIVIL 81

Edwin Carpio Medina

PROCESO CONSTRUCTIVO: ESTABILIZACIÓN DE SUELOS ARCILLOSOS CON CAL

L

as características de un suelo arcilloso vienen dadas, principalmente, por el tipo y cantidad de arcilla presente; en función de ellas, el comportamiento del suelo podrá ser o no admisible para su empleo en las explanaciones en corte o en terraplén, en sub bases y bases en la construcción de carreteras de alta y baja intensidad de tráfico o en caminos rurales. Bajo este punto de vista, los suelos pueden clasificarse como inadecuados, tolerables o adecuados. Sin embargo, los suelos pueden mejorarse y pasar de inadecuados a tolerables, e incluso de estos a adecuados mediante acciones mecánicas, químicas o de consolidación con la inclusión de elementos reforzantes o la inyección de lechadas de morteros muy fluidos. La estabilización de suelos arcillosos con cal es realizada con suelo que pasa el tamiz 425 µm (N.º 40). La proporción óptima de suelo/cal para la estabilización es determinada por pruebas de características específicas del suelo estabilizado, como el índice de fuerza ilimitada compresiva o de plasticidad. La cal no es un agente equilibrante efectivo para todos los suelos. Algunos componentes del suelo, como los sulfatos, fosfatos y restos orgánicos pueden afectar las reacciones de suelo/cal y pueden producir resultados erróneos al usar este método de estabilización. Es necesario establecer prácticas de seguridad y de salud apropiadas y determinar la aplicabilidad de limitaciones reguladoras antes de usar este tipo de estabilización.

82 CIVIL

1. RESUMEN DE LAS CARACTERÍSTICAS CONSTRUCTIVAS DE LA SUBRASANTE EN SUELO/CAL Se toma como referencia la ejecución de trabajos de estabilización del suelos arcillosos con cal en la Carretera Neshuya–Pucallpa (2005-2007). Sin embargo, los suelos pueden mejorarse y pasar de inadecuados a tolerables, e incluso de estos a adecuados mediante acciones mecánicas, químicas o de consolidación con la inclusión de elementos reforzantes o la inyección de lechadas de morteros muy fluidos. • Equipo específico: estabilizador de suelos rotativo con potencia > 300 kW y distribuidor mecánico de cal equipado con dosificador volumétrico. • Cal viva molida en sacos o en big-bag. • Máximo plazo de producción de cal viva para estabilización: 3 meses. • Diseño de mezcla en función del índice de grupo AASHTO y del CBR prescrito. • Determinación del índice de grupo cada 500 m y determinación del contenido de cal viva en consecuencia. • Escarificación de la superficie para minimizar los desperdicios de cal originados por el viento. • Estabilización con cal viva con por lo menos dos pasos del estabilizador hasta 0.30 m de profundidad

ESTABILIZACIÓN DE SUELOS ARCILLOSOS CON CAL

(normalmente con 2 pasos de estabilizador rotativo con potencia > 300 kW se logra el grado de pulverización requerido sin necesidad de curado). • Mediante la pulverización del suelo se debe lograr que, por lo menos, 60% del suelo pase la malla # 4; antes de iniciar la compactación, el contenido en humedad deberá ser ± 1% del contenido óptimo. • Grado de compactación: 95% de la densidad seca Proctor Modificado. • CBR 95% con 3 días de curado húmedo y 4 días de inmersión > 60.

arcillosos con cal, en el que se detallan las actividades a realizar a fin de garantizar un adecuado producto final. Uno de los procedimientos más empleados en la actualidad consiste en la adición al suelo de conglomerantes como la cal, lo que da lugar a una serie de interacciones de naturaleza físico-química (Kezdy, 1979) que producen una mejora en sus propiedades mecánicas (Ayuso y Pérez, 1982). El proceso de estabilización de suelos arcillosos con cal, en este sentido, tiene como propósito fundamental:

• Hinchamiento al 95% Proctor Modificado < 0.5%.

• La reducción del índice plástico.

• Curado húmedo de la superficie durante 72 horas.

• Reducción del hinchamiento lineal.

• La superficie no será transitada por 7 días.

• Incremento de la capacidad de soporte.

• Los materiales con índice de grupo superior a 20 serán reemplazados.

• Reducción de los espesores de las capas granulares del pavimento.

2. PRECAUCIONES POR LA UTILIZACIÓN DE CAL VIVA La cal viva es mucho más cáustica respecto de la cal hidratada y puede causar rápidamente serias lesiones cuando entra en contacto con la piel húmeda y los ojos. Estos efectos son acentuados en condiciones de clima caliente y húmedo. Precauciones principales en caso de aplicación de cal viva en sacos: Ropa de trabajo

Camisa con mangas largas, botas amarradas, pantalones amarrados sobre las botas, guantes amarrados, casco, ropa de trabajo suelta

Crema protectora

Para proteger la piel expuesta, se puede lavar con jabón

Protección de los ojos

Lentes sellados

Protección de nariz y boca

Mascarilla con filtro protector

Después del trabajo

Ducharse para limpiar la crema protectora y la cal

Primeros auxilios

Los problemas más comunes son las quemaduras: lavar los ojos con bastante agua, lavar las quemaduras de la piel y aplicar cremas

• Reducción de la absorción de agua y de la capilaridad.

4. ALMACENAMIENTO DE CAL VIVA Como se sabe, la cal es un producto que se obtiene de las rocas calizas calcinadas a una temperatura entre 900 y 1200 °C, durante días, en un horno rotatorio o en un horno tradicional, romano o árabe. En estas condiciones, el carbonato es inestable y pierde una molécula de óxido de carbono (IV). El óxido de calcio reacciona violentamente con el agua, haciendo que ésta alcance los 90 °C. Se forma entonces hidróxido de calcio, también llamado cal apagada, o Ca(OH)2.

3. FLUJOGRAMA DEL PROCESO En la siguiente página, se presenta un flujograma del proceso constructivo para la estabilización de suelos CIVIL 83

Edwin Carpio Medina

PROCESO CONSTRUCTIVO PARA LA ESTABILIZACIÓN DE SUELOS ARCILLOSOS CON CAL

INICIO Autorización de la Supervisión

MATERIAL EXISTENTE

Retirar la capa de pavimento existente, cortando el espesor de capa granular menos 5 cm Identificar el material de subrasante en laboratorio a -15 cm: clasificación, índice de grupo.

DISEÑO SUELO/CAL

Extraer muestra de suelo de cantera Diseñar suelo - % de cal viva Cálculo del porcentaje óptimo de cal viva

Cortar el espesor de material que no cumpla y transportar a un botadero Verificar material de subrasante a -15 cm vs. especificaciones para estabilizar

No cumple

Sí cumple

Se cortarán 15 cm y el material será acopiado Nivelar y perfilar superficie de 1º capa/motoniveladora Compactar con rodillo liso para lograr superficie uniforme Aplicar el % de cal óptimo según tabla de dosificación

Reemplazar los materiales inadecuados a -15 cm para ser estabilizados con material de cantera Aplicar diseño suelo/cal Identificar el material de subrasante en laboratorio a –30 cm: clasificación, índice de grupo

Material de subrasante a -30 cm vs. especificaciones para estabilizar Sí cumple

Mezclar el suelo + cal viva + agua

Nivelar y perfilar la superficie de 2º capa/motoniveladora

Extraer muestra de suelo + cal viva para verificar en laboratorio clasificación, índice de grupo, Proctor, CBR

Compactar con rodillo liso para dar una superficie uniforme

Compactación de la capa estabilizada con rodillo pata de cabra Curado con agua, el tanque cisterna dará 1 pasada de riego

No cumple

Aplicar el % de cal óptimo según tabla de dosificación Mezclar el suelo + cal viva + agua Extraer muestra de suelo + cal viva para verificar en laboratorio clasificación, índice de grupo, Proctor, CBR Compactación de la capa estabilizada con rodillo pata de cabra

FIN

Cortar el espesor de material que no cumpla y transportar a un botadero Reemplazar los materiales inadecuados a -30 cm para ser estabilizados con material de cantera Aplicar diseño suelo/cal TAREAS DE LABORATORIO

84 CIVIL

ESTABILIZACIÓN DE SUELOS ARCILLOSOS CON CAL

Por eso, si entra en contacto con seres vivos, deshidrata sus tejidos, ya que estos están formados por agua. El hidróxido de calcio reacciona otra vez con el óxido de carbono (IV) del aire para formar de nuevo carbonato de calcio (cal). En esta reacción, la masa se endurece. La Cal que se use para la construcción de bases de suelo/cal, debe ser cal viva molida y debe satisfacer los requisitos establecidos en la especificación AASHTO M-216 o ASTM C-977. El tiempo entre la producción de la cal viva y su utilización no será superior a los tres meses. El almacenamiento debe ser ejecutado en ambientes ventilados y secos, cuidando de no exponer el material al contacto del personal o del medio ambiente (viento, lluvia).

Del mismo modo, se debe contar con el equipo adecuado para hacer una correcto manipulación del producto. Para el transporte interno en el almacén y para el transporte hacia el punto de colocación se debe contar con volquetes cubiertos con lonas y tanto el carguío como la descarga deben realizarse de forma tal que eviten la formación de nubes de polvo de cal que puedan ser transportadas a las áreas vecinas generando la contaminación del medio ambiente.

5. TRABAJOS PREVIOS 5.1 Desbroce y limpieza Se realiza la limpieza de un ancho de franja a ambos lados del eje de aproximadamente 10 m para evitar contaminación del material a estabilizar y de la vegetación existente en la zona, extrayendo un espesor de 10 cm o la profundidad necesaria de cobertura vegetal, por la superficialidad de la vegetación de la zona de selva. El material extraído es eliminado y colocado en botaderos. De igual modo este material, por ser orgánico, puede ser colocado en botaderos laterales, para efectuar el posterior trabajo de protección del pavimento o adecuación de los botaderos.

El almacenamiento debe ser ejecutado en ambientes ventilados y secos, cuidando de no exponer el material al contacto del personal o del medio ambiente (viento, lluvia). Los empaques de la cal deben ser los adecuados que eviten un humedecimiento del insumo así como un deterioro del envase; así como se aprecia en la imagen, pueden ser empaques de 40 kg o big-bag de 1 t aproximadamente.

CIVIL 85

Edwin Carpio Medina

5.2 Recuperación y excavación de material recuperable Antes de iniciar la remoción del pavimento existente se requiere la aprobación, por parte del supervisor, de los trabajos de topografía, desbroce, limpieza y demoliciones, así como los de remoción de especies vegetales, cercas de alambre y de instalaciones de servicios que interfieran con los trabajos a ejecutar. La secuencia de todas las operaciones de remoción debe ser tal que asegure la utilización de todos los materiales aptos y necesarios para la construcción de las obras señaladas en los planos del proyecto. El desbroce se efectúa con equipos idóneos, como el cargador frontal, por lo suave del terreno a cortar y el reducido espesor. Para evitar daños en las propiedades adyacentes o en los árboles que deban permanecer en su lugar, se procurará que los árboles que han de derribarse caigan en el centro de la zona objeto de limpieza, troceándolos por su copa y tronco progresivamente, cuando así lo exija el supervisor.

Si los suelos encontrados en la remoción están constituidos por suelos inestables, el supervisor ordenará las modificaciones que correspondan, con el fin de asegurar la estabilidad de la subrasante.

Las ramas de los árboles que se extiendan sobre el área que, vaya a estar ocupada por la corona de la carretera deberán ser cortadas o podadas para dejar un claro mínimo de seis metros (6 m), a partir de la superficie de la misma.

En los tramos indicados en los metrados con mejoramiento, la excavación se puede llevar hasta un metro por debajo del nivel proyectado de subrasante y su fondo no se compactará. Esta profundidad sobreexcavada se rellenará y conformará con material que cumpla las características definidas para terraplenes. Las cunetas y bermas deben construirse de acuerdo con las secciones, pendientes transversales y cotas especificadas en los planos o modificadas por el supervisor. Todo daño posterior a la ejecución de estas obras, causado por el contratista, debe ser subsanado por este, sin costo alguno para el MTC. Los materiales sobrantes de la excavación deberán ser colocados de acuerdo con las instrucciones del supervisor y en zonas aprobadas por este; se usarán para el tendido de los taludes de terraplenes o para emparejar las zonas laterales de la vía y de las canteras. Se dispondrán en tal forma que no ocasionen ningún perjuicio al drenaje de la carretera o a los terrenos que ocupen, a la visibilidad en la vía ni a la estabilidad de los taludes o del terreno al lado y debajo de la carretera.

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ESTABILIZACIÓN DE SUELOS ARCILLOSOS CON CAL

Todos los materiales sobrantes se deberán extender y emparejar de tal modo que permitan el drenaje de las aguas alejándolas de la vía, sin estancamiento y sin causar erosión, y se deberán conformar para presentar una buena apariencia.

Los materiales aprovechables de las excavaciones de zanjas, acequias y similares se deberán utilizar en los terraplenes del proyecto, extender o acordonar a lo largo de los cauces excavados, o disponer según lo determine el supervisor a su entera satisfacción. Los residuos y excedentes de las excavaciones que nos hayan sido utilizados según estas disposiciones se colocarán en los depósitos de desechos del proyecto.

En algunas zonas, la ejecución de drenaje longitudinal puede amenguar el problema e incluso ya no requerir el mejoramiento del suelo de fundación, por lo que en lo posible se deben ejecutar las labores de subdrenaje con la suficiente anticipación a los trabajos de explanaciones en los lugares donde se pueda garantizar la estabilidad de estas estructuras.

La base del mejoramiento de subrasante debe estar compuesta por material granular grueso para dotarle de un adecuado drenaje al suelo de fundación, constituyendo una capa rompecapilaridad. Esta capa, de ser necesario, tendrá desfogue mediante la ejecución de drenes franceses para aliviar la napa freática.

5.3 Mejoramiento de suelo de fundación Luego de la recuperación del material, al aplicar carga directa con volquetes cargados se verifican las zonas donde se deben efectuar mejoramientos del suelo de fundación, siendo esta práctica la forma más rápida, económica y eficiente de detectar fallas a nivel de subrasante y en las capas conformantes del pavimento. Se hace la verificación de los volúmenes a mejorar incidiendo en la mejora del drenaje, ya que los suelos finos absorben todo tipo de humedad aledaña, generando acolchonamientos perjudiciales para la estructura del pavimento a conformar.

CIVIL 87

Edwin Carpio Medina

en este espesor se estabilizará el material arcilloso con cal, conformando así la subrasante del proyecto.

5.4 Verificación de niveles Se efectúa la verificación de los niveles en los que se encuentra el material granular o material inestable (hinchamiento lineal > 2% e IG > 20) para reemplazarlo con arcilla seleccionada a nivel de subrasante, el nivel hasta donde se debe excavar el material no estabilizable con cal, es máximo de 0.30 m por debajo de la subrasante . Se ejecutan los trabajos de conformación del material añadido, mediante el empleo del equipo idóneo: motoniveladoras, cisternas, rodillos lisos si el material añadido es granular; o rodillos pata de cabra, si es plástico. En el caso presente, la conformación del mejoramiento se realiza hasta -0.30 m de la subrasante, debido a que

De existir la necesidad de mejoramientos por debajo de los -0.30 m de la subrasante, se controlan los espesores del material inadecuado para evitar sobreexcavaciones. La excavación se efectuará hasta los niveles que garanticen una buena fundación a la estructura del pavimento a colocar y posteriormente se realizará el mejoramiento del terreno natural.

Gráfico 1

Nivel de subrasante

A-7-6(12)

A-6(5)

88 CIVIL

A-4(0)

ESTABILIZACIÓN DE SUELOS ARCILLOSOS CON CAL

5.5 Clasificación de materiales Para verificar el tipo de materiales existentes en la pista se realizan sondeos y ensayos de clasificación en laboratorio. De cada procedencia de los suelos de aporte empleados en la estabilización y para cualquier volumen previsto, se tomarán cuatro (4) muestras, y de cada fracción de ellas se determinarán:

cantera; según la uniformidad de estos, añadiendo un porcentaje de cal de 2%, 4% y 6%, para así obtener la curva de diseño y poder definir el porcentaje de cal necesario para alcanzar los requerimientos para el CBR del material estabilizado. • CBR 95% del Proctor Modificado 3 días curado húmedo a 38 ºC + 4 días inmersión ≥ 60. • Hinchamiento Lineal al 95% del Proctor Modificado < 0.5%.

• La granulometría.

CURVA % DE CAL VIVA-CBR95%

• La plasticidad de la fracción fina. (Gráfico 2). Durante la etapa de producción se debe examinar la descarga a los acopios; se hará el retiro de los suelos y agregados que, a simple vista, presenten restos de tierra vegetal, materia orgánica o tamaño superior al máximo especificado. Además, se efectúan las verificaciones periódicas que se indican en las Normas Generales del Ministerio de Transportes.

CBR95 %

60 %

Los materiales son probados en laboratorio para obtener el diseño para la estabilización, haciendo como mínimo tres ensayos de Proctor por acopio o

2%

4%

% de cal de diseño

6% % de cal

Gráfico 2 Muestra de suelo para el laboratorio contratista

Muestra de suelo para el laboratorio de supervisión

Nivel de Subrasante 15cm A-7-6(12) A-6(9) A-6(5) A-4(0)

Los materiales analizados deben tener los siguientes ensayos y frecuencias:

Material o producto

Suelo neto

Suelo estabilizado con cal

Propiedad y características

Método de ensayo

Frecuencia

Granulometría

MTC E 107

Por producción diaria 3 ensayos por suelo tipo

Pista

Índice plástico Humedad natural

MTC E 111

Por producción diaria 3 ensayos por suelo tipo

Pista

CBR

MTC E 132

Por producción diaria 3 ensayos por suelo tipo

Pista

Compactación

MTC E 117 MTC E 124

Cada 250 m

Pista

Lugar del muestreo

CIVIL 89

Edwin Carpio Medina

5.6 Excavación de material no estabilizable con cal

El depósito temporal de los materiales no deberá interrumpir vías o zonas de acceso de importancia local.

Se procede a remover el material granular que no es estabilizable con cal. El material que puede ser reutilizado en la ejecución del pavimento o explanaciones es recuperado, transportado a acopios y guardado adecuadamente hasta su uso. (Gráfico 3). Los materiales provenientes de la remoción del pavimento existente se utilizarán, si reúnen las calidades exigidas, en la construcción de las obras de acuerdo con los usos fijados en los documentos del proyecto. No se podrán desechar materiales ni retirarlos para fines distintos a los del contrato.

5.7 Colocación de material arcilloso de aporte Luego de haber llegado a la profundidad adecuada para la conformación de la primera capa de estabilización, de haber sido extraído el material por no ser estabilizable con cal, se coloca material arcilloso de aporte procedente de canteras o acopios aprobados por el supervisor. (Gráfico 4).

Los materiales provenientes de la remoción del pavimento existente que presenten buenas características para uso en la construcción de la vía serán reservados para colocarlos posteriormente.

Durante la etapa de producción, el supervisor podrá realizar las pruebas adicionales que le permitan tener certeza de la calidad de los suelos por estabilizar, de acuerdo con las exigencias de las especificaciones técnicas del proyecto.

Los materiales de excavación que no sean utilizables deberán ser colocados en los botaderos indicados en el proyecto o en otras zonas aprobadas.

Se aprecia el transporte del material arcilloso que es traído de canteras que cumplan con los requisitos para la estabilización.

Gráfico 3

Excavación o corte para reemplazo Nivel de subrasante

A - 7- 6 (12)

Gráfico 4

Nivel de subrasante Variable

2º Capa=Subrasante, e=15 cm

90 CIVIL

ESTABILIZACIÓN DE SUELOS ARCILLOSOS CON CAL

5.8 Extendido del material añadido Se extiende la arcilla de la primera capa para su posterior mezcla con la cal viva; este procedimiento se realiza en dos capas, para poder garantizar una adecuada mezcla entre el suelo a estabilizar y la cal viva. Estas capas deben ser de 0.15 m de espesor. (Gráfico 5). Esta actividad se realiza con motoniveladoras y no es necesario añadir agua, para no modificar los parámetros del suelo previos al mezclado con la cal.

5.9 Rodillado de capa de 15 cm a estabilizar Se preconforma el material arcilloso con un rodillado que deje la superficie lisa para su plantillado y colocación de la cal; de esta manera se garantiza un extendido uniforme de la cal y su posterior mezclado con el suelo arcilloso. (Gráfico 6). Este preconformado se efectúa con una o dos pasadas de los rodillos lisos sobre el material arcilloso, por lo que durante el proceso se debe tabular el nivel al que se debe llegar con el material añadido o existente, a fin de que el producto final presente el espesor contemplado en el proyecto, en este caso 0.15 m por cada capa a estabilizar. Gráfico 5

Nivel de subrasante

Gráfico 6

Nivel de subrasante

1º Capa = 15cm = Material arcilloso existente o de cantera

CIVIL 91

Edwin Carpio Medina

6. ESTABILIZACIÓN

5.10 Plantillado Luego de preconformado el material arcilloso, se plantilla para colocar la cal. En el caso específico de efectuar la colocación de la cal manualmente, se debe cuadricular el área donde se va a añadir la cal para garantizar la correcta cantidad de cal, necesaria para estabilizar el suelo. Como regla general, luego de tener el diseño del tramo a intervenir se usa la siguiente fórmula:

L=

P dms * %c * A * e

6.1 Extendido de cal Se coloca la cal viva en pista mediante un equipo esparcidor, que garantiza una colocación medianamente uniforme del agregado mineral, debido fundamentalmente a que la granulometría de la cal viva no permite un mayor trabajo del tornillo sinfín de la esparcidora, el mismo que generaría una nube de polvo provocando una gran pérdida del insumo y la contaminación del medio ambiente. (Gráfico 7).

Donde: L = Longitud de vía en la que se va a colocar la cal P = Peso de la cal (por bolsa o big-bag) Dms = Máxima Densidad seca del material arcilloso %c = Porcentaje de cal obtenido del diseño A = Ancho de la vía e = Espesor de la capa a estabilizar

Se aprecia cómo se coloca la cal con un equipo esparcidor debidamente acondicionado. Este procedimiento es crítico debido a que, si no se coloca la cantidad necesaria de cal por m2 de subrasante a estabilizar, se tendría que hacer un repaso del equipo, generando la contaminación de la cal y la exposición innecesaria del personal de piso, encargado de la uniformización de la cal ya extendida. Pese al cuidado que se pone en el esparcido de la cal, este insumo genera pequeñas nubes de polvo que podrían generar problemas en las personas que están

Gráfico 7

Nivel de subrasante

92 CIVIL

ESTABILIZACIÓN DE SUELOS ARCILLOSOS CON CAL

próximas al área de operaciones sin la indumentaria correspondiente, por lo que se debe tener un control estricto respecto de la proximidad de terceras personas.

más de 5% por exceso o por defecto, de la cantidad de cal por metro cúbico de mezcla establecida en el diseño. Siempre es necesario efectuar una uniformización de la cal para no tener bolsones de cal, que podrían proporcionar un mayor porcentaje de cal al suelo, con la consiguiente desmejora del CBR final.

6.2 Mezcla del suelo arcilloso con la cal Al terminar el extendido y uniformización de la cal viva se procede a la mezcla, sobre la vía, del suelo con cal y agua, utilizando el equipo adecuado que permita obtener la mezcla de suelo/cal. El control básicamente se efectúa a la uniformidad y la granulometría de la mezcla. (Gráfico 8) La aplicación del agua se debe hacer mediante un camión cisterna que va delante de la recicladora de suelos, o con el empleo de cualquier otro método que garantice un riego uniforme, evitándose la concentración de agua en la superficie del material que se está mezclando.

La cal viva también puede colocarse manualmente; el método puede ser variado, mediante bolsas individuales o como en el caso mostrado en las fotografías, con un big-bag, de tal modo que el contenido de cal colocado en pista no debe variar en

Gráfico 8

CIVIL 93

Edwin Carpio Medina

La mezcla se realiza con una recicladora cuya velocidad promedio es de 2.5 m/s, para garantizar la correcta pulverización y mezcla del material arcilloso, la cal y el agua de hidratación a fin de iniciar el proceso iónico inicial, de lo cual resulta la floculación. Esta floculación tiene un efecto drástico en el suelo, en términos de una reducción en el índice plástico, aumento de la resistencia a la compresión y de esfuerzo al corte.

Gráfico 9

Muestra de suelo para el laboratorio del contratista

Muestra de suelo para el laboratorio de supervisión.

El agua que se use para la construcción de suelo/cal debe estar limpia, no debe contener materia orgánica y debe estar libre de sales, aceites, ácidos y álcalis perjudiciales.

6.3 Junta de construcción longitudinal Al final del trabajo de cada día o cuando haya transcurrido más de una hora desde el momento en que se haya ejecutado la compactación final de cualquier borde de franja, se deben construir juntas de construcción, longitudinales o transversales, según sea el caso. Las juntas de construcción se deben construir cortando verticalmente el suelo/cal compactado según una línea situada a 7 cm, al menos, del borde de la franja. La superficie de contacto de la junta de construcción se debe humedecer antes de proseguir con la colocación de la mezcla de suelo/cal. La ejecución de las juntas de construcción está sujeta a la aprobación del supervisor.

6.5 Compactación del suelo/cal Esta labor se realiza con el empleo de rodillos pata de cabra, adecuados para “amasar” la mezcla de suelo/ cal y densificarla. El grado de compactación mínimo exigido es de 95% de la máxima densidad obtenida por el ensayo Proctor Modificado. La densidad obtenida en cada ensayo individual (Di) deberá ser igual o superior al 98% del valor medio del tramo (Dm), obteniéndose un solo resultado por debajo de dicho límite. Gráfico 10

Nivel de subrasante

6.4 Control de material mezclado Inmediatamente mezclado el material con la cal, se toman muestras aleatorias para los ensayos de clasificación y humedad de campo. Estas muestras, además, se moldean para verificar el CBR de diseño, garantizando así la obtención de una adecuada estabilización del suelo. De esta manera también se valida la correcta aplicación de la “fórmula de trabajo”, que es el resultado de los tramos de prueba de la subrasante estabilizada. 94 CIVIL

Las estabilizaciones con cal solo se podrán llevar a cabo cuando la temperatura ambiente, a la sombra, sea superior a diez grados (10 °C) y cuando no haya lluvia o temores fundados de que ella se produzca. En caso de que la mezcla sin compactar sea afectada por agua de lluvia y, como resultado de ello, la humedad de la mezcla supere la tolerancia mencionada en la subsección 207.10 de la especificación mencionada, el contratista deberá, a su costo, retirar la mezcla afectada y reconstruir el sector deteriorado a satisfacción del supervisor. En esta actividad se tomarán los cuidados necesarios para evitar derrames de material que puedan contaminar las fuentes de agua, suelo y flora cercanos al lugar de compactación o, en el caso de que la mezcla sin compactar sea afectada por la lluvia, y el contratista deba retirar la mezcla afectada, los residuos generados

ESTABILIZACIÓN DE SUELOS ARCILLOSOS CON CAL

deben ser colocados en lugares de disposición de desechos adecuados especialmente para este tipo de residuos.

6.6 Verificación de la densidad de compactación Luego de conformada la capa estabilizada suelo/cal se hacen los controles de densidad, autorizando para proceder a la ejecución de los trabajos de la segunda capa o, de ser el caso, el perfilado final de la capa superior. La verificación de la densidad de las capas compactadas debe tener en cuenta la corrección previa por partículas de agregado grueso, siempre que ello sea necesario. Este control se realizará en el espesor de capa realmente construido de acuerdo con el proceso constructivo aplicado.

a los cinco días de su compactación. La apertura inicialmente será durante un tiempo corto que permita verificar el comportamiento de la capa compactada y localizar las áreas que deban ser objeto de corrección. Como resultado de lo observado en esta apertura parcial, se definirá el instante de apertura definitiva al tránsito de la capa compactada, para así proseguir con los trabajos en el otro carril. (Gráfico 12)

7. ESTABILIZACIÓN DE LA SEGUNDA CAPA Luego de haberse liberado por parte de la Supervisión la primera capa de estabilización, se prosigue con la ejecución de la segunda capa, la que sigue la misma metodología, por lo que en este apartado solo se presenta una síntesis del trabajo:

Gráfico 11

• Se verifican los niveles para autorizar la ejecución de la segunda capa. • Se controlan los niveles de la capa y se procede a colocar el material arcilloso para conformar la segunda capa.

Ensayo de cono

• Se coloca el material arcilloso para conformar la segunda capa. • Se extiende el material arcilloso mediante una motoniveladora.

Nivel de subrasante

• Se preconforma el material arcilloso con un rodillado que deje la superficie lisa para su plantillado y colocación de la cal. • Se extiende la cal sobre la pista según el diseño para el tramo. • Se efectúa el proceso de reciclado tal y como se hizo para la primera capa.

6.7 Riego para el curado del suelo/cal El curado de la capa estabilizada se efectúa con riego por 72 horas contadas a partir del momento en que se terminó la compactación de la capa. El suelo estabilizado con cal solo podrá abrirse al tránsito

• Se toman muestras para el control. • Se compacta con un rodillo pata de cabra. • Se toman las densidades de campo. • Se riega la superficie de la estabilización para el curado correspondiente.

Gráfico 12

Nivel de subrasante

CIVIL 95

Edwin Carpio Medina

8. ENSAYOS DE DEFLECTOMETRÍA Se verifican las deflexiones de las capas de estabilización mediante el empleo de la Viga Benkelman. El contratista deberá conservar el suelo estabilizado en perfectas condiciones, hasta que se construya la capa superior prevista en los documentos del proyecto. Todo daño que se presente deberá corregirlo, a su costo, a plena satisfacción de la Supervisión.

9. REFINE DE LA SUPERFICIE Ya que la compactación de la mezcla del suelo y la cal se realiza con rodillo pata de cabra, la superficie queda muy rugosa por lo que, para proseguir con la ejecución de la colocación de las capas superiores, se debe efectuar un refine con motoniveladora a fin de obtener una superficie uniforme y lisa. No se debe emplear un rodillo liso para esta labor, debido a que se generarían capas delgadas (galletas) de material estabilizado.

CONCLUSIONES • La escasez o alta demanda de canteras de material granular, en zonas de Selva Baja, encarece los costos del pavimento, por las bajas capacidades de soporte que tienen los suelos finos, por lo que la estabilización de las capas de soporte permite un ahorro considerable. • La estabilización de suelos arcillosos con cal permiten un ahorro en trabajos de corte, desperdicio, acarreo, mezclado y tendido. • La cal viva ha demostrado tener una alta eficacia en el incremento de la capacidad de soporte de suelos arcillosos típicos del tramo entre Neshuya y Pucallpa. • La cal produce reacciones de carácter puzolánico con la mayoría de las arcillas lo que, por lo tanto, a largo plazo va a producir una mejora aun mayor de las propiedades inicialmente obtenidas, por lo que el comportamiento a largo plazo se prevé que será mejor del previsto. • Los resultados obtenidos demuestran que un 4% de cal es suficiente para que los suelos empleados mejoren de una manera sustancial su capacidad de soporte y reduzcan considerablemente su hinchamiento, lo que posibilita que se puedan emplear estos suelos así tratados en la ejecución de terraplenes, en explanadas mejoradas, e incluso como capas inferiores de firmes. • La estabilización con cal permite aprovechar los suelos in situ, no requiriendo el uso de materiales de préstamo adecuados, con la consiguiente reducción del impacto medioambiental.

96 CIVIL

ESTABILIZACIÓN DE SUELOS ARCILLOSOS CON CAL

LECCIONES APRENDIDAS • Proceso constructivo y adecuación de equipos para la ejecución del trabajo; por ser una actividad poco realizada en nuestro medio. • Temas de investigación abiertos: CBR del material estabilizado con cal en el tiempo y la afectación del pH en la reacción de la cal durante el proceso de construcción. • La máxima reutilización del material in situ, ya que los suelos granulares pueden ser mezclados con arcilla para poder ser estabilizados con cal.

FUENTES REFERENCIALES Ayuso Muñoz, J. (1982, julio-agosto) Efectividad de la cal y el cemento en el control de la expansividad de la arcilla. En Boletín del Laboratorio de Carreteras y Geotecnia Nº 152, p. 3-11. Ayuso Muñoz, J.; Pérez García, F. (1982, enero-febrero) Influencia del tratamiento con cemento y cal en la resistencia de un suelo arcilloso típico del Valle del Guadalquivir. En Boletín del Laboratorio de Carreteras y Geotecnia Nº 149. Consorcio AIC Progetti SPA-Bustamante Williams y Asociados Consultores S. A. (2001) Estudio de actualización y complementación de los estudios definitivos para el mejoramiento vial de la carretera Huánuco-Tingo MaríaPucallpa Sector: Aguaytía-Pucallpa. Lima: CAPS BW&ACSA. Dirección General de Carreteras y Caminos Vecinales-M.O.P. (1975) Pliego de prescripciones técnicas generales para obras de carreteras y puentes. Madrid: DGCCV.

CIVIL 97

RAFAEL MENÉNDEZ ACURIO

Ingeniero Civil egresado de la Universidad Nacional del Cusco, con maestría en Ciencias y estudios de doctorado en la Universidad de Texas A&M en los Estados Unidos. Con experiencia en planificación y gestión institucional de caminos, diseño de pavimentos y geotecnia. Especialista de suelos y pavimentos de Graña y Montero Ingeniería (GMI). Consultor de la Oficina Internacional del Trabajo (OIT) en Perú, Ecuador, Guatemala, Paraguay, Bolivia y El Salvador. Fue especialista de obras del Provías Nacional y especialista de suelos y pavimentos en la construcción, diseño y supervisión de proyectos viales a nivel nacional. Ha sido docente de postgrado de las universidades: Nacional de Ingeniería, San Antonio Abad del Cusco, Hermilio Valdizán de Huánuco y Particular de Tacna; y docente de pregrado en la Pontificia Universidad Católica, San Antonio Abad del Cusco, Católica Santa María de Arequipa y Particular de Piura.

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

Rafael Menéndez Acurio GMI S. A. Ingenieros Consultores

CIVIL 99

Rafael Menéndez Acurio

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

E

l diseño de pavimentos orientado a la gestión vial integra, durante el proceso de diseño, el efecto de la conservación vial, permitiendo analizar diferentes estrategias de construcción y conservación que optimicen las inversiones, garantizando el cumplimiento de los niveles de servicio o parámetros exigidos en el tramo diseñado. Este concepto es de especial importancia en el caso de concesiones viales en las que el concesionario busca la reducir las inversiones iniciales en la etapa de construcción, así como la reducción de las futuras intervenciones. Debido a las limitaciones de los métodos que habitualmente se aplican en el diseño de pavimentos, tales como AASHTO 93 e Instituto del Asfalto, pocas veces se realiza el pronóstico de la evolución de deterioro durante el diseño de la estructura de pavimento, salvo en la etapa de análisis económico, en la que se emplean programas como el HDM-41, que incluye algoritmos para calcular la evolución

del deterioro y seleccionar las alternativas de mantenimiento más rentables. Por otra parte, cada vez son más los tramos de la red vial que están siendo concesionados y la mayor parte de los contratos responsabilizan al concesionario del diseño tanto de la construcción, puesta a punto (rehabilitación inicial), así como del mantenimiento periódico y rutinario. Por lo tanto, se requiere integrar al proceso de diseño convencional elementos que permitan simular la evolución de los parámetros más relevantes exigidos en el contrato de concesión y relacionarlos con las consideraciones de diseño. La aplicación de los conceptos señalados se presentará a través del caso del diseño del pavimento del corredor vial interoceánico Perú-Brasil Tramo I, que comprende 757 km de carretera, cuyos tramos se pueden apreciar en el siguiente cuadro:

Tabla 1: Relación de tramos

Sector Nº

1

100 CIVIL

Descripción

Longitud (km)

1

Marcona-Emp. 01S 0+00-39+668

39.688

2

Emp 01S-Nasca 445+600-483+200

38.332

3

Nasca 0+00-DV-Pampachiri 245+76

245.79

4

Dv. Pampachiri 245+76-Chalhuanca341+016

95.226

5

Chalhuanca 341+016- Emp. R03S 443+74

102.724

6

Emp. R03S_1 757+247-Abancay 772+500

15.253

7

Abancay 772+500-Puente Cunyac 869+23

96.73

8

Puente Cunyac 869+23-Cusco 961+933

92.703

9

Cusco 983+998 -Urcos 1019+505.3

31.202

Total

757.648

HDM-4: Highway Development & Management AIPCR-PIARC.

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

La figura 1 muestra una vista panorámica del tramo que se inicia en el puerto de Marcona, pasando por las ciudades de Puquio, Chalhuanca, Abancay y Cusco, para llegar finalmente a Urcos. Este tramo es importante desde el punto de vista comercial y económico, y también desde el punto de vista turístico, debido a que une centros de atracción turística como Nasca, Pampa Galeras, Sayhuite, acceso a Choquequirao y Cusco. El procedimiento mostrado se basa en una serie de supuestos sobre el comportamiento futuro de la estructura del pavimento y la composición y cantidad de vehículos. Estas expresiones requieren ser calibradas a las condiciones locales mediante el monitoreo del comportamiento del pavimento durante su vida útil.

de los niveles de servicio. En el siguiente gráfico se muestran los componentes del diseño de pavimentos.

Puesta a punto + Diseño del pavimento

=

Mantenimiento periódico +

Cumplimiento de niveles de servicio

Mantenimiento rutinario Gráfico 1: Componentes del diseño del pavimento

1. CRITERIOS DE DISEÑO El diseño del pavimento dentro del contexto señalado en la introducción comprende, entonces, la definición de los trabajos de puesta a punto y las condiciones, oportunidad y características de los trabajos de mantenimiento periódico y rutinario que, de forma integral, deberán ejecutarse para el cumplimiento

Cada contrato de concesión tiene diferentes requerimientos o niveles de servicio que deben ser cumplidos. El contrato de concesión del tramo I de la interoceánica establece los siguientes niveles de servicio para el pavimento (Tabla 2):

Figura 1: Vista panorámica del tramo

CIVIL 101

Rafael Menéndez Acurio

Tabla 2: Niveles de servicio de la concesión

Parámetro Reducción ancho superf. rodadura Reducción paquete estruct. exist.

Medida % máx. de reducción

0%

0%

% área fisuras > mayores a 5 mm

0%

0% 15%

% área fisuras entre 2.5 y 54 mm % máx. baches

0%

0%

% máx. área > 12 mm

0%

0%

% máx. hundimiento > 25 mm

0%

0%

Exudación

% máximo

0%

0%

Existencia de material suelo

% máximo

0%

0%

Cantidad máxima

0%

0%

Peladuras

% máximo

0%

0%

Desprendimiento de bordes

% máximo

0%

0%

Grietas long. centro y bordes

% máximo

0%

0%

Rugosidad a la recepción obras

Media móvil de 1 km

2.5 IRI

2.0 IRI

Rugosidad en servicio

Media móvil de 1 km

4.0 IRI

3.5 IRI

Ahuellamiento Hundimiento

Existencia de obstáculos

Deflexión máxima

Los criterios de diseño para establecer las soluciones deben estar relacionados con los niveles de servicio exigidos; sin embargo, ninguno de los métodos usualmente aplicados permite diseñar para el cumplimiento directo de los niveles de servicio. Es así que el método del Instituto del Asfalto2 considera solamente el efecto de la fatiga en la carpeta asfáltica y el ahuellamiento en la subrasante, mientras que el método AASHTO 19933 utiliza la serviciabilidad como una variable de diseño que engloba el efecto combinado de las fallas y la percepción del usuario de la condición del mismo.

102 CIVIL

10%

% máx. área

Parches

2

Carpeta asfáltica

0%

% máx. reducción espesor c/capa

Huecos Fisuras

Nivel de servicio Tratamiento superficial

 1.15  D max     ESAL 

Para el diseño del tramo I de la carretera Interoceánica se combinaron la metodología AASHTO 1993, las ecuaciones de deterioro desarrolladas por HDM-44 para el pronóstico de la evolución de la rugosidad y las fisuras, ecuaciones de correlación entre el número estructural efectivo y la deflexión desarrolladas sobre la base de los resultados obtenidos con el deflectómetro de impacto (FWD) a lo largo del tramo I, complementadas con resultados de las ecuaciones de fatiga y ahuellamiento de los métodos mecanísticos.

Asphalt Institute (1981), Asphalt Pavement for Highways & Streets Manual Series Nº1 (MS-1), Lexington, KY. M.

3

AASHTO (1993), Guide for Design of Pavement Structures.

4

PIARC, Highway Development & Management HDM-4.

0.25

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

2. RELEVAMIENTO DE INFORMACIÓN La calidad y frecuencia de la información para el diseño es importante porque permite establecer de manera más adecuada los sectores de diseño y establecer una línea base para el sistema de gestión de pavimentos. En el tramo I, por la longitud a ser analizada y porque el plazo para contar con la información de campo y laboratorio era de cuatro meses, se optó por aplicar tecnología de alto rendimiento en el relevamiento, combinada con tecnologías convencionales. En la tabla 3 se presenta el resumen de los trabajos de relevamiento realizados.

2.1 Condición estructural Para la determinación de la capacidad estructural de la vía existente se utilizó el deflectómetro de impacto, que es un equipo desarrollado a finales de los años

60 que, mediante la aplicación del impacto de una carga, mide la deflexión en el punto de aplicación de la carga y a determinadas distancias. Al tratarse de un ensayo no destructivo, permite su medición en varios puntos. La captura de la información se efectúa a través de una computadora, facilitando el posterior procesamiento de la información. Mediante procesos de retrocálculo y con las ecuaciones de AASHTO es posible establecer el número estructural efectivo, el módulo equivalente y el módulo resilente del suelo de fundación. El ensayo fue realizado cada 200 m en ambos carriles. En la figura 2 se muestra el equipo empleado. A manera de ejemplo, se presentan en los gráficos de la siguiente página, los resultados obtenidos a partir del ensayo FWD y retrocálculo aplicados en el tramo Dv. Marcona-Nasca, que corresponden a la deflexión máxima, módulo resilente del suelo de fundación y número estructural efectivo.

Figura 2: Deflectómetro de impacto (FWD)

Tabla 3: Equipo de medición empleado

Condición Estructural

Parámetro Deflexión Do Núm. estruct. efectivo (SNeff)

Superficial

Funcional

Equipo de medición Deflectómetro de impacto (FWD)

Fisuras

Relevamiento visual

Textura

Perfilómetro láser

Rugosidad (IRI)

Perfilómetro láser

Ahuellamiento

Perfilómetro de ultrasonido (TPL) Regla de 3 m

Espesor y perfiles

Espesor capas de pavimento

Georadar (GPR) Calicatas

Propiedades físicas

Ensayos de campo y laboratorio

CIVIL 103

Rafael Menéndez Acurio

DEFLEXIONES

Deflexión (x^ -2mm)

60.0

40.0

20.0

0.0 450 + 000 455 + 000 460 + 000 465 + 000 470 + 000 475 + 000 480 + 000 485 + 000 490 + 000

Progresiv a del Proy ecto (km) Gráfico 2: Deflexión máxima

En el gráfico siguiente se pueden apreciar los módulos resilentes del suelo de fundación en ambos carriles y, con resultados puntales, los valores obtenidos a partir de ensayos de laboratorio y de manera indirecta a partir de las propiedades físicas del material extraído

en las calicatas. Esta comparación permite establecer la relación que existe entre los resultados de laboratorio y los obtenidos por retrocálculo a partir de los ensayos de deflexión por impacto.

SUELO DE FUNDACIÓN 1000 900 800

Módulo resilente (Mpa)

700 600 500 400 300 200 100 0 450 + 000 455 + 000 460 + 000 465 + 000 470 + 000 475 + 000 480 + 000 485 + 000 490 + 000

Progresiv a del Proy ecto (km) Gráfico 3: Módulo resilente del suelo de fundación 104 CIVIL

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

En el gráfico 4 se presentan los resultados del número estructural efectivo en la condición existente. Este parámetro permite conocer cuál es la capacidad estructural actual del tramo y establecer si, para las solicitaciones futuras, es suficiente o se debe considerar la aplicación de un refuerzo o la rehabilitación del tramo a fin de alcanzar el número estructural de diseño.

2.2 Condición superficial Una parte importante dentro del proceso de análisis de la carretera es el relevamiento visual, que

permite de manera directa evaluar las condiciones superficiales del pavimento; aspecto muy importante en una rehabilitación, porque el estado actual del pavimento muestra las evidencias de los tipos de fallas que están presentes y que deben ser atendidas en el diseño. Así mismo, permite identificar la ubicación de los posibles bacheos en los casos donde la carpeta no será retirada en su totalidad. El relevamiento se efectuó en tramos de 250 m continuos por cada kilómetro, con el correspondiente registro y valoración de fallas, registro fotográfico y

NÚMERO ESTRUCTURAL 14.0

SN (cm)

12.0 10.0 8.0 6.0 4.0 450 + 000 455 + 000 460 + 000 465 + 000 470 + 000 475 + 000 480 + 000 485 + 000 490 + 000

Progresiv a del Proy ecto (km) Gráfico 4: Número estructural efectivo

Figura 3: Relevamiento visual

CIVIL 105

Rafael Menéndez Acurio

medición de ahuellamiento. En el gráfico 5 se resumen los resultados de fisuras encontradas en el tramo de Dv. Marcona-Nasca y, para efectos del análisis, se consideró que las fisuras lineales de severidad baja tenían un ancho de influencia de 0.1 m y, las fisuras de severidad media y alta, con ancho de influencia de 0.30 m.

2.3 Condición funcional La rugosidad fue medida de manera continua con el

perfilómetro láser montado en un vehículo como el que se muestra en la figura 4. Los resultados del perfilómetro fueron procesados para obtener el Índice de Rugosidad Internacional-IRI cada 20 m en ambos carriles del pavimento. Adicionalmente, el perfilómetro permite obtener la textura superficial a 0.70 m del borde exterior del carril, tal como se muestra a manera de ejemplo en el gráfico 7.

% ÁREA FISURADA

% área fisurada

100% 80% 60% 40% 20% 0% 450 + 000 455 + 000 460 + 000 465 + 000 470 + 000 475 + 000 480 + 000 485 + 000 490 + 000

Progresiv a Gráfico 5: Área fisurada tramo Dv. Marcona-Nasca

Figura 4: Perfilómetro láser

106 CIVIL

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

ÍNDICE DE RUGOSIDAD INTERNACIONAL IRI 5.0

IRI (m / km)

4.0 3.0 2.0 1.0 0.0 450 + 000 455 + 000 460 + 000 465 + 000 470 + 000 475 + 000 480 + 000 485 + 000 490 + 000

Progresiv a del Proy ecto (km) Gráfico 6: IRI tramo Dv. Marcona-Nasca

TEXTURA 1.4 1.2 1 0.8 0.6 0.4 0.2 0 450 + 000 455 + 000 460 + 000 465 + 000

470 + 000 475 + 000 480 + 000 485 + 000 490 + 000

Gráfico 7: IRI tramo Dv. Marcona-Nasca

CIVIL 107

Rafael Menéndez Acurio

La medición del ahuellamiento fue realizada de manera continua utilizando una barra de ultrasonido como la que se muestra en la figura siguiente.

pavimento existente mediante los perfiles encontrados en las calicatas no es continua, en el estudio se midieron los espesores de manera continua con un georadar como el mostrado en la figura 6. El GPR funciona con un sistema de radar que envía impulsos electromagnéticos repetitivos hacia la superficie, y la antena es capaz de detectar y medir la profundidad de las discontinuidades; la demora en el reflejo es utilizada para calcular los espesores de las capas de pavimento. Los resultados son luego calibrados con los obtenidos en las calicatas para establecer si las capas consisten de materiales granulares, mejoramiento o los estratos de suelo natural.

Figura 5: Ultrasonido (TPL)

Este ensayo permite conocer el perfil transversal completo de una determinada sección pero, para el análisis, se emplearon solamente los resultados obtenidos a 0.70 m del borde de la calzada. Adicionalmente, durante el relevamiento visual, se efectuó la medición de ahuellamientos mediante una regla de 3 m cada 250 m, con el objeto de establecer una comparación con los resultados obtenidos con ultrasonido.

2.4 Espesor y perfiles Debido a que la determinación de los espesores del

Figura 6: Georadar (GPR)

AHUELLAMIENTO 14.0

Ahuellamiento (mm)

12.0 10.0 8.0 6.0 4.0 2.0 0.0 450 + 000 455 + 000 460 + 000 465 + 000 470 + 000 475 + 000 480 + 000 485 + 000 490 + 000

Progresiv a del Proy ecto (km)

Gráfico 8: Ahuellamiento en tramo Dv. Marcona-Nasca

108 CIVIL

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

ESPESORES DEL PAVIMENTO 0

Profundidad (m)

0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 450 + 000 455 + 000 460 + 000

465 + 000

470 + 000 475 + 000

480 + 000

485 + 000 490 + 000

Progresiv as

Gráfico 9: Espesores medidos con georadar en el tramo Dv. Marcona-Nasca

Adicionalmente a los ensayos anteriormente indicados, que permitieron un relevamiento continuo de la condición de pavimento, se ejecutaron calicatas. Las calicatas fueron ejecutadas cada 6 km, en general; cada 2 km, en zonas donde el estudio de factibilidad indicaba altas deflexiones; y cada 500 m, en zonas críticas. Se tomaron muestras de la carpeta cada 18 km, se efectuaron ensayos de clasificación y caracterización física de cada estrato, y ensayos de relación humedad/ densidad (Proctor Modificado) y Razón Soporte California (CBR) cada 12 km. En las zonas consideradas críticas, la frecuencia de ensayos fue cada 5 km. Figura 7: Sector Nasca-Dv. Pampachiri

3. TRAMOS DE DISEÑO La determinación adecuada de los tramos o segmentos de diseño es muy importante y se debe realizar tomando en cuenta la mayor cantidad de variables, debido a que la carretera presenta variación en las condiciones superficiales de clima y tráfico. Como ejemplo, se pueden apreciar en las figuras 7 y 8 dos sectores que, siendo contiguos, presentan una condición superficial completamente diferente.

3.1 Parámetros de sectorización Para poder abordar el diseño es necesario sectorizar o dividir el tramo en segmentos de diseño, divididos

Figura 8: Sector Chalhuanca-Abancay

CIVIL 109

Rafael Menéndez Acurio

sobre la base de la homogeneidad de algún factor de diseño. Para el diseño del tramo I de la Interoceánica se sectorizó el diseño sobre la base de los siguientes parámetros, ordenados en orden de importancia: • • • • • • • •

Z x = ∑ Pi Di −

(P

i

Di

)

acumulado

Di total

∑D

i

Donde: Zx = diferencia acumulada Pi = parámetro analizado (IRI, deflexión, ahuellamiento, etc.) Di = distancia (PiDi)acumulado = valor acumulado total del parámetro analizado por la distancia Di total = distancia acumulada

Estructura Tránsito Clima Suelo de fundación Número estructural Deflexión Rugosidad Ahuellamiento

La determinación final del sector de diseño dependerá del tipo de intervención; por ejemplo, en aquellos sectores donde la deflexión es adecuada, no se requiere sectorizar en función de la deflexión, sino más bien en función de la rugosidad.

En el gráfico 10 se presenta la sectorización por los parámetros indicados del sector Dv. Marcona-Nasca, y se puede apreciar que se pueden presentar diversas combinaciones; y depende del tipo de intervención requerida para que un criterio sea más relevante que otro.

En el gráfico 11 se muestran los resultados de sectorización en función de tramos homogéneos de rugosidad IRI del sector Dv. Marcona-Nasca.

3.2 Método de las diferencias acumuladas

3.3 Clima y altitud

La metodología aplicada para la sectorización es la indicada en el apéndice J de la Guía de Diseño de AASHTO 93, denominado Método de las Diferencias Acumuladas, que permite de manera estadística delimitar tramos homogéneos a partir de los resultados medidos. Los sectores están delimitados por los cambios de pendiente de la variable Zx, la misma que es calculada mediante la siguiente expresión:

estructura

Otro aspecto relevante para la determinación de las alternativas de puesta a punto es la altitud sobre el nivel del mar, que guarda relación con los esfuerzos de gradiente térmico. Se estableció el uso de diferentes tipos de asfalto de acuerdo con la altitud del tramo, tal como se aprecia en el gráfico 12, que muestra el perfil actitudinal de todo el tramo.

ST1

ST2

ST8

ST3

tránsito

ST1

ST8

clima

ST1

ST8

suelo de fundación

ST1

número estructural

ST1

deflexión rugosidad ahuellamiento TRAMOS DE DISEÑO

ST3

ST2

ST2 ST1

ST1

ST3

ST4

ST3

ST2 ST2

ST5

ST3

ST4

ST5

ST8 ST8

ST2

ST2

ST1 ST1

ST4

ST8 ST6 ST4 ST6

ST8 ST8 ST8

450 + 350 455 + 350 460 + 350 465 + 350 470 + 350 475 + 350 480 + 350 485 + 350

Gráfico 10: Sectorización por diversos parámetros del sector Dv. Marcona-Nasca 110 CIVIL

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

1500.0

0.0 450 + 000 455 + 000 460 + 000 465 + 000 470 + 000 475 + 000 480 + 000 485 + 000 490 + 000

-1500.0

-3000.0

-4500.0

promedio

Sub Tramo 1 2007

sub tramo 2 2007

sub tramo 5 2007

sub tramo 6 2007

sub tramo 4 2007

sub tramo 3 2007

Gráfico 11: Tramificación por diferencias acumuladas de Rugosidad (IRI) sector Dv. Marcona-Nasca

Perfil longitudinal del proyecto y ubicación de estaciones meteorológicas 5000 4500 4000

3000 2500 2000 1500 1000

750+000

700+000

650+000

600+000

550+000

500+000

450+000

400+000

350+000

300+000

250+000

200+000

150+000

100+000

0

50+000

500

0+000

COTA (msnm)

3500

Distancia (km) P E R F IL LON GIT UD IN A L E s t. Granja Kcayra C LIM A 3 Secto r 1

C LIM A 1 E s t. P am pa Galeras

C LIM A 2 E s t. P uquio

E s t. A bancay Secto r 2

Gráfico 12: Perfil altitudinal del total del tramo

CIVIL 111

Rafael Menéndez Acurio

Una adecuada determinación de tramos de diseño servirá como línea base para el monitoreo del sistema de gestión de pavimentos que la concesión debe implementar para la etapa de explotación de la concesión.

4. DISEÑO DE PAVIMENTOS Los parámetros empleados en el diseño del pavimento se describen a continuación:

NCHRP y que se indican a continuación:

M R = 2555 CBR 0.64 Suelos rranulares Suelos finos

4.1 Suelo de fundación El suelo de fundación de la carretera es variable, siendo necesario establecer un valor representativo para cada uno de los tramos de diseño. El parámetro requerido del suelo de fundación es el módulo resilente, que caracteriza el comportamiento del suelo de fundación en el rango elástico ante las cargas dinámicas impuestas por el tráfico, y su forma de medición directa involucra la ejecución de ensayos de módulo resilente de laboratorio o ensayos indirectos como el FWD. En el diseño del tramo dicho valor fue determinado por retrocálculo a partir del ensayo de deflectometría por impacto (FWD); la expresión para calcular el Mr a partir de los ensayos FWD es la siguiente:

 0.24 P   M R diseño = C   dr r  Donde: C = el coeficiente de correlación entre los resultados del FWD y los resultados de laboratorio P = carga aplicada por impacto dr = deflexión medida en el sensor i r = distancia entre el sensor i y el punto de aplicación de la carga Dichos resultados fueron complementados con valores obtenidos de forma indirecta a partir de los ensayos CBR, empleando una expresión matemática que figura en la guía de diseño mecanística-empírica del NCHRP5 y también con los obtenidos de manera indirecta a partir de las ecuaciones presentadas en el apéndice CC6 de la guía de diseño mecanística-empírica del

Donde: D60 = diámetro del tamiz correspondiente al 60% de pasante W = pasante por la malla Nº 200 PI = índice de plasticidad Para efectos del diseño es necesario tomar un solo valor representativo del material comprendido dentro del sector de diseño; de acuerdo con el método de diseño AASHTO 1993, se considera como módulo resilente de diseño el promedio de los valores obtenidos en cada uno de los sectores analizados. En el caso de sectores con presencia de nivel freático o altos contenidos de humedad, el valor de diseño es corregido por un factor para tomar en cuenta los cambios o variaciones en el contenido de humedad del suelo de fundación. El factor de ajuste del módulo resilente se calcula con la siguiente ecuación:

Donde: MR = módulo resilente MRopt = módulo resilente a la condición de humedad de referencia S = grado de saturación Sopt = grado de saturación a la humedad de referencia

4.2 Tráfico y ejes equivalentes Para el diseño se requiere calcular el número de repeticiones de ejes equivalentes en función de las

5 National Cooperative Highway Research Program (2001), Mechanistic-Empirical Design of New and Rehabilitates Pavement Structures, NCHRP Design Guide, 1-37A.

National Cooperative Highway Research Program (2001), Guide for Mechanistic-Empirical Design of New and Rehabilitates Pavement Structures, Appendix CC-1: Correlation of CBR Values with soil index properties. 6

112 CIVIL

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

cargas de tráfico, el factor de crecimiento y el número de años. Las fórmulas que se aplican para dichos cálculos son las siguientes:

Donde: ESAL = el número de repeticiones de eje equivalente (18 kips) aplicada en el período de diseño. Fi = factor de daño por cada eje, calculado como sigue: AASHTO Pavimentos Flexibles

Instituto del Asfalto

Donde: Lx = peso del eje en kips L2 = es igual a 1 (ejes simples), 2 (ejes tandem) y 3 (ejes tridem) pt = serviciabilidad final

SN = número estructural D = espesor de la losa en pulgadas El siguiente gráfico resume los ejes equivalentes a 25 años a lo largo del tramo I.

Repeticiones de ejes equivalentes 4.0E+07

ESAL

3.0E+07

2.0E+07

1.0E+07

0.0E+00 0

100000

200000 300000

400000

500000 600000 700000

DISTANCIA

Gráfico 13: ESAL a 25 años CIVIL 113

Rafael Menéndez Acurio

4.3 Confiabilidad

4.4 Serviciabilidad

La confiabilidad es un parámetro relacionado con el grado de incertidumbre, la variación en las predicciones del tráfico y de la respuesta del pavimentos, y la importancia de la vía. Los valores fluctúan entre 50% para vías locales a 99.9% en vías nacionales.

La serviciabilidad es un parámetro que relaciona la condición funcional con la condición estructural de la vía. Es reconocido ampliamente que existe una buena relación entre la serviciabilidad y la rugosidad; por lo tanto, para el presente diseño, la serviciabilidad se calculó sobre la base de los valores de rugosidad (IRI). La expresión para relacionar la rugosidad con la serviciabilidad utilizada es la siguiente:

Para la verificación de la oportunidad de los mantenimientos periódicos, se calculó la confiabilidad (R) para una construcción por etapas con la siguiente expresión:

Retapa = (Rtotal )

1/ n

Donde: Retapa = confiabilidad por cada etapa Rtotal = confiabilidad del período de diseño

Tabla 4: Confiabilidad por sectores

Confiabilidad para dos periodos

114 CIVIL

IRI 5.5

7

Donde: PSI = serviciabilidad IRI = rugosidad: Rugosidad máxima: 3.5 para pavimentos de concreto asfálticos 4.0 para tratamientos superficiales Rugosidad en tramos nuevos: 2.0 calzada de pavimento 2.5 calzadas con tratamiento

Sector

Confiabilidad período total 25 años

Sector 1

80%

89%

Sector 2

95%

97%

Sector 3

85%

92%

Sector 4

85%

92%

Sector 5

85%

92%

Sector 6

90%

95%

2.5

3.2

Sector 7

90%

95%

3.5

2.6

Sector 8

95%

97%

4.0

2.4

Sector 9

95%

97%

2.0

3.5

La desviación estándar considerada en el diseño fue de 0.45, que corresponde a la desviación estándar obtenida en la pista de pruebas AASHTO sin considerar el error de tráfico.

7

PSI = p = 5 e

−

Los valores de serviciabilidad empleados se resumen en la siguiente tabla:

Tabla 5: Relación rugosidad/serviciabilidad

Rugosidad IRI (m/km)

Serviciabilidad (p) Pavimentos flexibles

También fueron verificados los valores con otras expresiones desarrolladas para establecer la relación entre la rugosidad y la serviciabilidad:

Paterson, W. D. O. (1987) Road Deterioration and Maintenance Effects. Washington, D.C.: The World Bank.

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

Hall y Muñoz:

Al-Omari y Darter:

AASHTO Road Test:

Donde: PSI = serviciabilidad IRI = rugosidad SV = variación de la pendiente a un intervalo de 1 pie RD = ahuellamiento promedio en pulgadas C = fisuras lineales en 1000 pies2 P = área de parchado en 1000 pies2

Si D60 > 0.75 pu lg ⇒ D60 = 20mm

4.5 Drenaje El drenaje está considerado dentro del diseño como un factor que afecta directamente el coeficiente de capa, y se estima en función del porcentaje de tiempo que la estructura está próxima a la saturación y de acuerdo con la calidad del drenaje. La saturación de la estructura está en función de las características granulométricas de los componentes del pavimento y de la porosidad, así como del caudal de agua que pueda ingresar por precipitaciones fluviales, capilaridad o nivel freático. Con el objeto de verificar la calidad del drenaje, se calculó el tiempo para drenar el 50%8 del agua de saturación, el mismo que fue calculado a partir de las siguientes expresiones:

k = C d102 (cm / s )

 γ  ne = 0.80n = 0.80 1 − d   Gs  Donde: K = permeabilidad en cm/s Ksat = permeabilidad suelo saturado en cm/s9 C = coeficiente que varía de 90 a 120 (se consideró en el cálculo 100) P200 = % pasante la malla Nº 200 IP = índice de plasticidad (LL-LP) d10 = diámetro en mm pasante 10% del material d60 = diámetro en mm pasante el 60% del material t50 = tiempo para que drene el 50% del agua L = longitud de flujo (se consideró un carril de 4.5 m) ne = porosidad efectiva (80% de la porosidad) n = porosidad γ d = densidad seca Gs = gravedad específica de los sólidos H = espesor de la capa drenante (base o sub base) S = pendiente (se adoptó el valor del bombeo 2%)

National Cooperative Highway Research Program (2004), Guide for Mechanistic-Empirical Design of New and Rehabilitates Pavement Structures, Part 2. Design Inputs, Chapter 3. Environmental Effects. 9

8

AASHTO (1986), Guide for Design of Pavement Structure, Volume 2, Appendix DD Development of Coefficient for Treatment of Drainage. CIVIL 115

Rafael Menéndez Acurio

En el siguiente gráfico se muestran los valores resultantes de t50, para todo el tramo:

100.00

t50 (días)

10.00

1.00

0.10

0.01 0+000

100+000 200+000 300+000 400+000 500+000 600+000 700+000

progresiva acum ulada BASE

SUB BASE

Gráfico 14: Resultados de t50 para el tramo I

Se verificaron los resultados mediante la ecuación de Kozeny-Carman, la misma que se muestra a continuación:

 γ  1 k =    µ  Ck

 1  e 3   2   S 1 e +    o 

Donde: γ = peso unitario del fluido µ = viscosidad del fluido Ck = coeficiente empírico de Kozeny-Carman So = superficie específica por unidad de área de las partículas (1/cm) E = relación de vacíos La expresión para una temperatura del agua de 20 ºC y un suelo consistente de partículas no uniformes se transforma en la siguiente expresión:

1 k = 1.99 x10 D eff  2   SF  4

Donde: Deff = diámetro efectivo D eff

2

 e3    1 + e 

  100% =  fi  ∑ D 0.5 D 0.5 li si 

     

fi = retenido entre la malla superior y la malla inferior

116 CIVIL

Dli = diámetro de la malla superior Dsi = diámetro de la malla inferior SF = factor de forma; se adopta 6.6 para partículas de mediana angularidad Posteriormente, se calculó el tiempo que demora la capa en drenar el 50% del agua libre de saturación (t50), mediante la siguiente expresión:

t 50 =

neL2 2k(H + SL)

Donde: ne = porosidad efectiva L = longitud de recorrido (medio carril+berma) H = espesor de la capa S = pendiente de la capa (2%) El clima dentro, del diseño de pavimento, representa una variable importante para la determinación de los requerimientos de los materiales a ser aplicados y para la determinación de las características de la estructura del pavimento. Para el análisis del clima se contó con información de temperaturas máximas y mínimas y precipitación pluvial de las estaciones meteorológicas de SENAHMI ubicadas en zonas aledañas al tramo.

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

En la tabla 7 se presentan los tipos de cemento asfáltico a ser empleados de acuerdo con el siguiente criterio: sectores por debajo de los 1800 msnm, cemento asfáltico PEN 60-70; sectores entre 1800 y 3200 msnm, PEN 85-100; y por encima de los 3200 msnm, se empleará cemento asfáltico PEN 120-150.

4.6 Cálculo de espesores El diseño fue efectuado mediante el método AASHTO 93. Este método de diseño, desarrollado a finales de

los años 50, ha tenido varias versiones de sus guías de diseño, siendo la versión del año 1993 la que se emplea actualmente para el diseño de pavimentos.10 El procedimiento de diseño es el siguiente: • Cálculo del tráfico de diseño • Determinación del módulo resilente efectivo de diseño • Cálculo del número estructural • Cálculo de los espesores de diseño

Tabla 6: Precipitación y temperatura media

Estación

Precipitación Temperatura media media anual (mm) anual (°C)

Est. Abancay

922.2

15.7

Est. Chalhuanca

854.8

12.4

Est. Granja Kcayra

709.6

12.4

Est. Pampa Galeras

464.4

5.9

Est. Puquio

420.6

11.4

Tabla 7: Tipo de cemento asfáltico por sectores

Sector Sector 1: San

Panamericana Sur–Nasca

Sector 3: Nasca–Dv.

Pampachiri

Pampachiri–Chalhuanca

Sector 5: Chalhuanca–Dv. Sector 6: Dv.

Ruta 03s–Abancay

PEN 60-70 0+000-31+000

PEN 60-70

31+000-61+500

PEN 85-100

61+500-244+850

PEN 120-150

244+850-325+000

PEN 120-150

325+000-342+000

PEN 85-100 PEN 85-100 PEN 85-100

Sector 7: Abancay–Puente Cunyac Tramo Abancay-Occoruro

PEN 85-100

Sector 7: Abancay–Puente Cunyac Tramo Occoruro–Puente Cunyac

PEN 85-100

Sector 8: Puente

PEN 85-100

Sector 9:

10

Ruta 03s

Tipo de cemento asfáltico PEN 60-70

Juan de Marcona-Emp. Panamericana Sur

Sector 2: Empalme

Sector 4: Dv.

Progresiva

Cunyac–Cusco

Cusco–Urcos

PEN 85-100

AASHTO (1993), Guide for Design of Pavement Structures. CIVIL 117

Rafael Menéndez Acurio

Las dos primeras partes del proceso fueron explicadas en los ítems anteriores. Con respecto al número estructural, este es un valor adimensional que representa una equivalencia numérica de la capacidad estructural del pavimento, y se calcula como:

Los coeficientes de capa fueron estimados a partir de las correlaciones que la guía de diseño presenta en las figuras 2.5, 2.6 y 2.7 y las ecuaciones indicadas a continuación; los resultados se resumen en la tabla 8.

SN = ∑ a iDimi

a 2 = 0.249(log10 E BS ) − 0.977 a 3 = 0.227(log10 E SB) − 0.839

i=1

SN = a1D1 + a 2D 2m 2 + a 3D3m3 Donde: ai = coeficiente de capa en función de las propiedades de los materiales Di = espesores mi = coeficientes de drenaje

Donde: EBS = módulo resilente de la base ESB = módulo resilente de la sub base El coeficiente estructural de las bases recicladas con asfalto espumado fue obtenido del gráfico 15.11

Tabla 8: Coeficiente de capa tramos nuevos

CBR (%)

Mr (psi)

Coef. estruct.

Carpeta asfáltica

400,000

0.41

Reciclado 100% RAP+asfalto espumado

252,000

0.32

Capa

Base granular

100

30,000

0.14

Base reciclado con asfalto espumado (rigidez inicial)

100

100,000

0.21

Sub base granular

40

17,000

0.12

4.7 Número estructural El número estructural requerido para el número de repeticiones de diseño se obtiene resolviendo la siguiente ecuación:

∆PSI  log   4.2 −1.5  + 2.32 log (M ) − 8.07 log W18 = Z R S o + 9.36 log (SN + 1) − 0.20 + R 1094 0.40 + (SN + 1)5.19

Donde: W18 = número de repeticiones de eje equivalente (ESAL) ZR = confiabilidad So = desviación estándar

11

118 CIVIL

Wirtgen (2004), Manual de reciclado en frío (2a ed.).

SN = número estructural

∆PSI = pérdida de serviciabilidad MR = módulo resilente de la subrasante

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

pro cm pro inch

0,051

0,063

0,083

0,103

0,120

0,140

0,13

0,16

0,21

0,26

0,30

0,35

COEFICIENTES ESTRUCTURALES DESPUÉS DE LA ESTABILIZACIÓN RANGOS REPRESENTATIVOS DE RIGIDEZ 500

750

1000

1500

2000

3000

Rigidez Permanente 250 Fase 2 (MPa)

450

600

800

1000

1500

Resistencia a la 100 tracción indirecta (kPa)

150

200

300

400

500

Rigidez Inicial Fase 1 (MPa)

CARACTERÍSTICAS ESPERADAS DEL MATERIAL (DESPUÉS DE LA ESTABILIZACIÓN) Nota:

1. Para un tráfico de diseño mayor a 800.00 ESAL la resistencia a la tracción indirecta (ITS) siempre debería obtenerse a partir de un diseño de mezclas en laboratorio. 2. Ver la tabla de abajo para una Razón de Tensiones adecuadas (TSR)

3

3 1/2 3

4 4

2 1/2

3

TASA DE APLICACIÓN ESPERADA DE ASFALTO ESPUMADO (% EN PESO)

1/2

4

1/2

A-1-a

CLASIFICACIÓN AASHTO DE MATERIAL NATURAL ANTES DE LA ESTABILIZACIÓN

A-1-b A-2-4 A-2-6

A-2-5

A-2-7 A-3

A-4 A-5 A-6 A-7-5

1

A-7-6

10

100

Gráfico 14: Propiedades bases con asfalto espumado

CIVIL 119

Rafael Menéndez Acurio

5. ANÁLISIS DEL CICLO DE VIDA

En los sectores en los que la puesta a punto del pavimento no comprende la rehabilitación (reemplazo, estabilización o reciclado de la base granular), sino solamente el refuerzo de la carpeta existente, el espesor del refuerzo requerido fue calculado con la siguiente expresión:

Se analizaron diversas alternativas de diseño con el objeto de establecer la solución óptima desde el punto de vista económico y técnico. Para el análisis técnico de las alternativas se simuló, mediante las ecuaciones de deterioro y vida remanente, el comportamiento de la solución dentro del período de diseño. Los parámetros simulados son los siguientes:

SNf − SNeff D1 = a1

SNeff = 0.0045 D 3 E p

• Estrategias de intervención • Número estructural • Rugosidad • Deflexión • Fisuras • Ahuellamiento • Aplicación del mantenimiento periódico • Costo total

El gráfico 16 presenta la comparación entre el número estructural efectivo encontrado en el tramo y el número estructural requerido para 25 años. Se aprecia que, en la totalidad de los tramos, se requiere la colocación de algún tipo de refuerzo o la rehabilitación del tramo, siendo más críticos los sectores 2 y 7.

SN Efect. VS SN Req 7.0E+07

8.0 7.0

5.6E+07

6.0

SN

5.0

4.2E+07

4.0 2.8E+07

3.0 2.0

1.4E+07

1.0 0.0

0

100000

200000

300000

400000

500000

600000

700000

0.0E+00

Distancia SN Efectivo

SN Req

SECTOR 1

SECTOR 2

SECTOR 3

SECTOR 4

SECTOR 5

SECTOR 6

SECTOR 7

SECTOR 8

SECTOR 9

ESAL

Gráfico 16: Comparación del número estructural efectivo y el número estructural requerido

120 CIVIL

DISEÑO DE PAVIMENTOS ORIENTADO A LA GESTIÓN VIAL

  Np   RL = 100 1 −  N 1 . 5   

5.1 Estrategias de intervención En coordinación con el concesionario, se establecieron las estrategias de mantenimiento y las alternativas de diseño, que fueron analizadas para cada uno de los sectores a fin de establecer cuál de ellas era la más adecuada y de menor costo en cada uno de los casos. El procedimiento se muestra en el anexo. En las siguientes tablas se resumen las estrategias y alternativas de diseño analizadas.

5.2 Análisis del número estructural El número estructural es requerido para establecer las dimensiones de los recapeos o refuerzos que deben ser colocados a lo largo de la vida útil del pavimento. Para simular el deterioro de la estructura se aplicaron las expresiones desarrolladas por AASHTO para el cálculo de la vida remanente y el factor de condición, mediante las siguientes expresiones:

SNeff = CF x SNo Donde: RL = % de vida remanente Np = el tráfico en ESAL a la fecha N1.5 = el tráfico en ESAL para una serviciabilildad final de 1.5 CF = el factor de condición obtenido a partir de RL En el gráfico 17 se presentan los resultados obtenidos para el sector Dv. Marcona-Nasca y se puede apreciar que cada alternativa analizada tiene una evolución diferente del número estructural; sin embargo, todas ellas presentan una tendencia similar.

Tabla 9: Estrategias de mantenimiento

Nivel de intervención

Criterio

Alternativa 1

Mantenimiento rutinario

IRI