Estructuras Enterradas En Suelos 645z4e

CURSO DE GEOTECNIA PARA INFRAESTRUCTURAS COLEGIO DE INGENIEROS DE CAMINOS, CANALES Y PUERTOS MÁLAGA, OCTUBRE-NOVIEMBRE DE 2003

TEMA 16: ESTRUCTURAS ENTERRADAS EN SUELOS.

Alejandro Castillo Linares E. T. S. Ingenieros de Caminos, Canales y Puertos de la Universidad de Granada. ACL Diseño y Cálculo de Estructuras, S. L. Manuel Escamilla García-Galán ACL Diseño y Cálculo de Estructuras, S. L. Francisco Javier Ramírez López ACL Diseño y Cálculo de Estructuras, S. L.

ÍNDICE DEL TEMA 16.1. INTRODUCCIÓN. TIPOLOGÍA DE ESTRUCTURAS ENTERRADAS. 16.2. FUNDAMENTOS TEÓRICOS Y CONDICIONANTES PARA EL DISEÑO Y CÁLCULO DE ESTRUCTURAS ENTERRADAS. 16.2.1. NATURALEZA DEL TERRENO CIRCUNDANTE. a) Terreno de cimentación. b) Terreno de relleno. Sistema terreno de relleno-terreno de cimentación. 16.2.2. RIGIDEZ DE LA ESTRUCTURA. 16.2.3. TIPO DE INSTALACIÓN. a) Instalación en terraplén o zanja ancha. b) Instalación en zanja. c) Instalación en zanja terraplenada. d) Instalación en zanja inducida en terraplén. 16.2.4. PRESENCIA DE AGUA. 16.2.5. SOBRECARGAS EXTERIORES. 16.2.6. ACCIÓN SÍSMICA. 16.2.7. OTROS PARÁMETROS A CONSIDERAR. a) Ambientes agresivos. b) Esfuerzos en conducciones de redes a presión. c) Flexión longitudinal de estructuras enterradas. 16.3. CÁLCULO PRÁCTICO DE LOS DISTINTOS TIPOS DE ESTRUCTURAS ENTERRADAS. 16.3.1. CÁLCULO DE ESTRUCTURAS ENTERRADAS RÍGIDAS DE GRANDES DIMENSIONES. a) Normativa técnica de aplicación. b) Modelización estructural de la obra. c) Acciones a considerar, naturaleza de las mismas e hipótesis de combinación. 16.3.2. CÁLCULO MECÁNICO DE CONDUCCIONES RÍGIDAS. a) Procedimiento a seguir en el cálculo mecánico de tubos prefabricados de hormigón en masa, hormigón armado y hormigón con fibra de acero, para conducciones sin presión. b) Determinación de la carga total sobre el tubo (qtotal). c) Determinación del factor de apoyo. 16.3.3. CÁLCULO MECÁNICO DE CONDUCCIONES FLEXIBLES. 16.4. CONSIDERACIONES ACERCA DE LA EJECUCIÓN, CAUSAS DE LAS PATOLOGÍAS Y AUSCULTACIÓN DE LAS ESTRUCTURAS ENTERRADAS. 16.4.1. EJECUCIÓN DE LAS ESTRUCTURAS ENTERRADAS. 16.4.2. CAUSAS DE LAS PATOLOGÍAS DE LAS ESTRUCTURAS ENTERRADAS. a) Causas de patologías en conducciones flexibles. b) Causas de patologías en estructuras rígidas. 16.4.3. AUSCULTACIÓN DE LAS ESTRUCTURAS ENTERRADAS.

16.1. INTRODUCCIÓN. TIPOLOGÍA DE ESTRUCTURAS ENTERRADAS. Las estructuras enterradas conforman un conjunto tipológico de crucial importancia en una gran cantidad de obras de infraestructuras, ya sea porque desempeñan el papel protagonista de la obra en cuestión (tuberías de una red de abastecimiento o saneamiento) o porque son empleadas para materializar servicios y funciones colaterales a la obra principal (pasos inferiores de autovía, obras de drenaje). La finalidad, materiales y geometría con los que se diseñan este tipo de elementos son muy diversos, y es por ello amplio el abanico de subgrupos en los que pueden ser clasificados. Atendiendo a la geometría de su sección transversal, se pueden distinguir marcos (de sección cuadrada o rectangular), bóvedas, pórticos, arcos, ovoides y tubos. Una muestra de estas geometrías se recoge en la figura 16.1. MARCOS UNICELULARES Y MULTICELULARES

PÓRTICOS

ARCOS REBAJADOS

ARCOS DE MEDIO PUNTO TUBOS

En lo que a los materiales empleados en su construcción respecta, cabe distinguir entre estructuras de hormigón (en masa, armado, pretensado, postensado, con camisa de chapa, con fibra de acero), fundición dúctil, policloruro de vinilo (PVC, no plastificado, orientado), polietileno (PE, de distintas densidades), acero o poliéster reforzado con fibra de vidrio (PRFV).

En cuanto a la finalidad para la que pueden ser empleadas este tipo de obras, cabe destacar las obras de paso de 16.1: Distintos tipos de secciones transversales de caminos o carreteras, las obras obras enterradas. de drenaje y las conducciones (de abastecimiento, riego, saneamiento, colectores de pluviales, oleoductos, gasoductos, carboductos, transporte de sustancias industriales, etc.). Por último, cabe mencionar otra posible clasificación de este tipo de obras, que no es otra que la que las divide en rígidas y flexibles. Los criterios sobre la base de los cuales se puede establecer la citada división no son demasiado claros, más aún si (como más adelante se explicará) el comportamiento de una estructura como rígida (ite pocas deformaciones) o flexible no depende sólo de las características de ésta, sino también del medio en que se halle inserta y de otros condicionantes. No obstante, y de modo general, se puede afirmar que las estructuras de hormigón pueden ser consideradas como rígidas, las de fundición y acero de espesor notable como semirrígidas, y el resto como flexibles.

16.2. FUNDAMENTOS TEÓRICOS Y CONDICIONANTES PARA EL DISEÑO Y CÁLCULO DE ESTRUCTURAS ENTERRADAS. Se aborda en el presente epígrafe el análisis de la base teórica en la que se fundamenta el diseño de los diferentes tipos de estructuras enterradas, describiendo los diferentes factores que tienen incidencia en el dimensionamiento de las mismas. 16.2.1.

NATURALEZA DEL TERRENO CIRCUNDANTE.

Las características del terreno en el que la estructura enterrada se halla inserta condicionan enormemente su dimensionamiento, no solo debido a que solicitan directamente a la estructura por medio de cargas que en muchos casos son las más desfavorables a considerar en el proceso de diseño (peso propio, empujes laterales), sino también porque es a través de dicho terreno por donde se transmiten a los elementos enterrados la totalidad de las cargas exteriores actuantes, y su deformabilidad frente a las citadas cargas puede provocar que el estado de solicitación al que se halle sometida la estructura difiera de modo notable del correspondiente a un análisis geostático del problema. Es por ello importante realizar los reconocimientos y ensayos geotécnicos pertinentes para poder caracterizar tanto el terreno sobre el que se va a asentar la estructura como el suprayacente y adyacente a la misma, pues en base a dicha caracterización se modelizará el esquema estructural y las solicitaciones actuantes a considerar en el dimensionamiento. a) Terreno de cimentación. Las estructuras enterradas se cimientan por lo general de forma directa, por medio de zapatas corridas (en el caso de los pórticos), losas (en los marcos y bóvedas cerradas) o apoyo directo sobre el terreno natural o previamente tratado (tubos). Sólo en contadas ocasiones se recurre a una cimentación profunda de este tipo de estructuras, siendo en todo caso preferible analizar previamente la posibilidad de llevar a cabo un tratamiento de mejora de las características del terreno subyacente que posibilite la cimentación directa. Los parámetros geotécnicos del terreno que subyace a las estructuras enterradas a tomar en consideración en su diseño son los siguientes: •

Capacidad portante.

Se refiere a la presión isible que el terreno es capaz de soportar, entendiendo como tal aquella por encima de la que, tanto el elemento de cimentación como en el sustrato sobre el que éste apoya, experimentarían movimientos inisibles causantes del colapso de la estructura. Los valores que este parámetro adquiere cubren un amplio intervalo, siendo prácticamente nulos en terrenos fangosos, turbas y arcillas muy blandas, y alcanzando hasta más de 50 kp/cm2 en rocas muy sanas. La determinación de esta característica geotécnica habrá de ser realizada, siempre que ello sea posible, de forma directa mediante ensayos de laboratorio (triaxial o corte directo). En caso contrario, se habrá de recurrir a correlaciones con resultados obtenidos en ensayos de campo (SPT, piezocono, etc.).

En el caso de las obras de paso incluidas en proyectos de carreteras o ferrocarriles, la presión isible del terreno es un factor determinante a la hora de decidir la tipología de paso a ejecutar. De este modo, se puede afirmar que en terrenos con capacidad portante superior a los 3 kp/cm2, la solución tipo pórtico es la más adecuada, debiendo recurrir a soluciones tipo marco o bóveda cerrada en caso de que el terreno posea una tensión isible inferior a los 2 kp/cm2. •

Deformabilidad.

Este parámetro incide muy directamente en los esfuerzos a resistir por parte de las cimentaciones flexibles (losas de marcos o bóvedas cerradas), siendo por tanto necesario establecer un modelo de interacción suelo-cimiento adecuado para el cálculo de los citados esfuerzos. La modelización más sencilla y recomendada es la propuesta por Winkler, que se basa en representar el comportamiento del terreno frente a las acciones que le transmite la estructura por medio de una serie de resortes cuya rigidez es la determinada según la siguiente fórmula:

R=K⋅A Donde: R = Rigidez del resorte, es decir, fuerza a aplicar al mismo para que éste experimente una deformación unitaria (t/m). K = Módulo de balasto (t/m3). A = Área del terreno representada por el resorte (m2). El módulo de balasto (también conocido como módulo de reacción o módulo de Winkler) es el cociente entre la tensión aplicada sobre una determinada superficie del terreno y el desplazamiento que dicho terreno experimenta en la dirección de aplicación de la tensión. Se trata de un parámetro que no solo depende de las características geotécnicas del terreno, sino también de la geometría de la cimentación y de su rigidez. Por ello, en la bibliografía especializada (ver [16.1] y [16.2]) se recogen valores del módulo de balasto para diferentes tipos de terreno, ensayados con una placa de carga de determinadas dimensiones, junto con las fórmulas que permiten la adaptación de los citados valores a cada caso concreto, en función del tipo de suelo y de la geometría del cimiento. Como muestra de lo anterior, se recogen en la siguiente tabla los valores del módulo de balasto en placa de 75 cm de diámetro para diferentes tipos de suelo, según [16.1]: TIPO DE SUELO Gravas con buena granulometría o mezclas de arena y grava. Pocos finos. Mezclas de arcilla, arena y grava, con buena granulometría y excelente trabazón. Gravas con pobre granulometría y mezclas de arenas y gravas. Pocos finos. Gravas con finos, gravas limosas, gravas arcillosas. Mezclas de arcilla, arena y grava con mala granulometría. Arenas con buena granulometría y arenas con gravas. Pocos finos. Mezclas de arenas y arcillas con buena granulometría y excelente trabazón. Arenas con mala granulometría y pocos finos.

3

k (t/m ) 14000 a 20000 11000 a 20000 8000 a 14000 7000 a 14000 7000 a 16000 7000 a 16000 5500 a 9000

TIPO DE SUELO Arenas con finos, arenas limosas, arenas arcillosas. Mezclas arena-arcilla con mala granulometría. Limos inorgánicos y arenas finas. Polvo rocoso, arenas finas limosas o arcillosas con ligera plasticidad. Arcillas inorgánicas de plasticidad baja o media, arcillas arenosas, arcillas limosas, arcillas pobres.

3

k (t/m ) 5000 a 9000 4000 a 8500 3500 a 6000

Limos orgánicos y arcillosos de baja plasticidad

3000 a 5000

Suelos arenosos finos, con mica o tierra de diatomeas, limos elásticos.

1500 a 5000

Arcillas inorgánicas de plasticidad alta, arcillas gruesas.

1500 a 4000

Arcillas orgánicas de plasticidad media o alta.

1500 a 3500

16.2: Tabla de módulos de balasto en placa circular de 75 cm de diámetro. Fuente: Calavera Ruiz, José: “Cálculo de estructuras de cimentación”, INTEMAC, Madrid (1991).

En los modelos estructurales empleados en el cálculo de pórticos enterrados cimentados mediante zapatas, se suele considerar que la base de los hastiales se encuentra empotrada en su unión con la zapata, dado que como ya se ha comentado con anterioridad, este tipo de estructuras abiertas se construyen allí donde la capacidad portante del terreno subyacente es aceptable, lo que implica a su vez una escasa deformabilidad del mismo; este extremo, unido al hecho de que las zapatas de los pórticos son en la mayoría de los casos rígidas (su vuelo máximo es inferior al dos veces su canto), confiere al conjunto zapata-terreno subyacente una gran resistencia a la deformación, de ahí que la consideración de empotramiento del hastial en la zapata sea aceptable a efectos de cálculo.

•

Estratificación.

En el caso frecuente de que el terreno sobre el que la estructura ha de ser cimentada, esté constituido por capas de terrenos de diferentes características geotécnicas, habrá de analizarse la influencia de esta particularidad sobre los valores a adoptar para los parámetros anteriormente descritos. Así, algunos autores (ver [16.5]) afirman que si el espesor de la capa inmediatamente subyacente a la obra es superior al 70% de la mínima dimensión en planta de ésta, se habrán de adoptar en los cálculos las características geotécnicas correspondientes a la citada capa, sin influencia alguna de los sustratos inferiores. En caso contrario, se habrá de realizar una ponderación que tome en consideración los espesores de las diferentes capas y las características de cada una.

•

Factores de apoyo en tubos de hormigón armado.

En la resistencia de los tubos de hormigón armado empleados en redes de saneamiento, abastecimiento, riego, etc., tiene una importancia vital la naturaleza de la base de apoyo sobre la que habrán de sustentarse. Así, la carga máxima que un tubo es susceptible de soportar se calcula sobre la base de un ensayo normalizado denominado “ensayo de tres aristas”, consistente en apoyar el tubo (dispuesto en posición horizontal) sobre dos de sus generatrices inferiores, aplicando una carga creciente a lo largo de la generatriz de clave. Pues bien, la carga máxima obtenida en este ensayo habrá de ser multiplicada por un coeficiente denominado factor de apoyo, para poder determinar la carga máxima isible

para el tubo en unas condiciones de instalación dadas. Si la base soporte del tubo, su tipo de instalación y el relleno suprayacente son de buena calidad, la carga máxima isible puede llegar a cuadriplicar la obtenida en el ensayo de tres aristas, tal y como se explicará más adelante. b) Terreno de relleno. Sistema terreno de relleno-terreno de cimentación. En el entorno que rodea a toda obra enterrada, al terreno que la rodea lateral y superiormente se le denomina terreno de relleno, por cuanto ocupa una zona que ha debido ser previamente excavada o que se encontraba en superficie, siendo rellenada con tierras tras la ejecución de la estructura. Los materiales empleados para la elaboración del relleno adyacente a la obra son, tal y como ya se ha mencionado, parte principal en el comportamiento estructural de la misma, no solo por constituir a menudo las solicitaciones principales del modelo sino por ser el transmisor de todas las acciones exteriores transferidas al mismo. Es así muy importante el peso especifico del terreno utilizado (γ), cuya magnitud es de directa influencia, pero también otras características del mismo como el ángulo de rozamiento interno (ϕ), el coeficiente de Poisson (υ) y el modulo de deformabilidad (E), son esenciales en cuanto a la magnitud y distribución de las cargas. Pero el relleno no es independiente del terreno natural o tratado de cimentación de la estructura, sino que forma con éste un todo cuyas características conjuntas influyen decisivamente en el comportamiento global de la estructura frente a las solicitaciones actuantes. Por ello es necesario evaluar, al menos de forma simplificada, el comportamiento mecánico global del sistema relleno-cimiento a fin de averiguar la importancia de las modificaciones tenso-deformacionales provocados en el medio por la implantación de la estructura. A estos efectos, y de forma cualitativa, se puede definir el cimiento en relación con el terreno de recubrimiento como rígido o flexible.

he

h

Si la estructura enterrada es rígida y se ubica en una zanja ancha o un terraplén (por ejemplo, un marco de hormigón armado), en el primer caso (cimiento rígido) el terreno de recubrimiento se “cuelga” de la obra (ver figura 16.3) aumentando las cargas totales sobre la misma. En efecto, al ser las estructuras enterradas usuales de mayor rigidez que el terreno circundante, la columna 16.3: Deformación del terreno circundante a una obra rígida de relleno situada sobre en caso de cimiento rígido. la obra experimentará, una vez que asiente, un descenso inferior al correspondiente a las columnas de terreno aledañas. Al colgarse el relleno de la columna de tierras que hay sobre la obra, ésta se comprime algo más que

el terreno circundante. Se produce un movimiento relativo entre ambos que alcanza hasta un plano a una altura he sobre la obra. A dicha altura he se le llama altura de asientos equivalentes, y para que exista es necesario que he≤h. Si la misma obra descansa sobre un cimiento flexible, el efecto es el contrario, produciéndose un aligeramiento de la carga vertical que gravita sobre la estructura, tal y como se refleja en la siguiente figura.

he

h

Una forma de caracterizar la rigidez del sistema cimientorelleno, es mediante un parámetro llamado razón de asiento, propuesto por Marston. Se define la razón de asiento (ra) de un elemento enterrado como el cociente entre el asiento diferencial de la clave del mismo respecto a un punto adosado a su mismo 16.4: Deformación del terreno circundante a obra rígida nivel y el acortamiento en caso de cimiento flexible. de la capa de terreno comprendida entre los niveles de clave del elemento y del terreno natural:

ra =

(a1 + a4 ) − (a3 + aE ) a1 + a4 Donde:

PLANO CRITICO SIN CARGA

PLANO CRITICO CARGADO

a 3 + aE a4 + a1

a1

TERRENO NATURAL CARGADO

a3

TERRENO NATURAL SIN CARGA

16.5: Parámetros para la determinación de la razón de asiento.

a1 = Asiento del terreno natural. a4 = Acortamiento de la capa de relleno adosada al elemento. a3 = Asiento de la base del elemento. = Deformación aE vertical del elemento (ver 16.5). Cuando el sistema es totalmente rígido, ra = 1, mientras que cuando es muy flexible, ra < 0.

16.2.2.

RIGIDEZ DE LA ESTRUCTURA.

El hecho de que la carga vertical transmitida por las tierras de relleno suprayacentes a la obra enterrada supere o sea inferior a la geostática no es función únicamente de la rigidez del cimiento, sino que depende a su vez de otros factores como la rigidez de la propia estructura o del tipo de instalación de ésta. En el apartado anterior se argumentó que una obra enterrada rígida descansando en un cimiento también rígido sobre el que se ha dispuesto un relleno de tierras de gran anchura (terraplén o zanja ancha), será solicitada por una carga debida a la tierra de relleno suprayacente que superará el valor de la carga geostática. Pues bien, si en lugar de disponer una obra rígida se trata de una estructura flexible (como por ejemplo una tubería de plástico o de acero de poco espesor), la deformación experimentada por ésta (“ovalización” en dirección horizontal) hasta alcanzar un equilibrio con las reacciones del terreno, genera un abovedamiento o “efecto arco”, que puede llegar a reducir las cargas del terreno casi al 70% del valor geostático. B

σg (Kg/cm²)

1,4

A CURVA

1,0

D/E

A........................40 B......................100 C......................400

C 0,6

σx (Kg/cm²)

0,2 0

0,4

0,8

A

1,2

B

C

0,8

σ y (Kg/cm²)

C 1,2

B

A

1,6

2,0

16.6: Distribución de tensiones verticales y horizontales en tuberías enterradas de distinta flexibilidad.

La flexibilidad de una tubería enterrada modifica de modo muy sustancial la distribución de presiones horizontales y verticales a los que la obra se ve sometida, de modo que dichas presiones son tanto más uniformes cuanto más rígida es la estructura, tal y como se puede apreciar en la figura 16.6, en la que se han representado las curvas de distribución de presiones horizontales y verticales para tres tubos de diferente relación diámetro/espesor (según Prakash et al.). En este tipo de tuberías, se ha de limitar la deformación radial máxima u ovalización (acortamiento del diámetro vertical, con el consiguiente alargamiento del diámetro horizontal). Como norma general, por razones funcionales, se suele adoptar una deformación máxima unitaria (razón entre el incremento del diámetro exterior y el propio diámetro) en torno al 5%.

Por todo lo anteriormente explicado, dado que las acciones transmitidas a la estructura dependen muy directamente no solo de su rigidez, sino también de la del terreno circundante, algunos autores proponen clasificar los sistemas enterrados atendiendo a la rigidez del conjunto terreno-estructura, tomando en consideración la geometría de la obra (dimensiones, inercia), las características de los materiales con que se construye (módulo de elasticidad), y las propiedades del terreno en que quedará imbricada (módulo confinado).

16.2.3.

TIPO DE INSTALACIÓN.

El modo en que se altera la disposición del terreno natural para ejecutar la estructura enterrada es otro condicionante a tomar en consideración al abordar el proceso de diseño de ésta. Las obras enterradas de mayores dimensiones (como las estructuras de paso ejecutadas en obras lineales), se ubican en el interior de terraplenes o zanjas de gran anchura; sin embargo, las conducciones enterradas pueden ser instaladas de diversas maneras, a saber: a) Instalación en terraplén o zanja ancha. Las tuberías así instaladas son aquellas en las que la cota de la generatriz superior se encuentra por encima de la rasante del terreno primitivo. Suelen ser denominadas exentas o de proyección positiva, y por lo general sobresalen del nivel superior del terreno natural (base del terraplén) una distancia comprendida entre el 75% y el 85% de su diámetro exterior. b) Instalación en zanja. En este caso, la cota de la generatriz superior de la conducción se halla por debajo de la rasante del terreno primitivo, habiéndose realizado una excavación que posteriormente será rellenada (tubería de proyección negativa). Si el sistema tuberíaterreno de cimentación es rígido (como ocurre en el caso general de las conducciones de tubos de hormigón armado), el relleno de la zanja experimentará una vez dispuesto un asiento relativo con relación al terreno natural adyacente, desarrollándose una fuerza tangencial en el o entre los dos materiales que supone una descarga del tubo (efecto contrario al que sucede en la instalación en terraplén). Esta descarga de las conducciones rígidas instaladas en zanja se suele cuantificar por medio del “coeficiente de Marston”, que se analizará más adelante. c) Instalación en zanja terraplenada. Una estructura enterrada se instala en una zanja terraplenada cuando se excava una zanja a partir de la base de un terraplén superior, o bien cuando se ha realizado una “prezanja” desde cuya base se ha procedido a excavar la zanja (de menor anchura) en la que se ubicará la obra. Los tres tipos de instalación hasta ahora descritos son los representados en la figura 16.7. d) Instalación en zanja inducida en terraplén. Como ya se ha explicado, la instalación de un sistema rígido en un terraplén provoca un incremento de la carga vertical debida al peso de las tierras suprayacentes al mismo, por la diferencia de asiento de éstas con respecto al terreno adyacente a la obra. Para tratar de hacer frente a este efecto negativo para la estructura, se puede intentar reducir el citado asiento diferencial, procediendo del siguiente modo:

• •

Se instala la conducción, en condiciones de proyección positiva (generatriz de clave por encima del terreno natural). Se procede al terraplenado, cubriendo la conducción hasta una altura no inferior a su diámetro exterior sobre el plano de clave. A ambos lados de la conducción, se compacta el relleno del terraplén hasta una distancia no inferior a dos veces el diámetro exterior del tubo.

• •

En el relleno así compactado se excava una zanja hasta el plano de clave de la conducción, cuya anchura será la igual al diámetro exterior de aquélla. Dicha zanja se rellena con material compresible (paja, serrín, suelo orgánico, etc.) Se completa el relleno y compactado del terraplén hasta su coronación, en la forma habitual.

De este modo, la conducción puede ser considerada a efectos de cálculo como instalada en una zanja terraplenada. b

b

h"r

hr

hr

TERRAPLEN

BASE DEL TERRAPLEN

De

ZANJA

ZANJA TERRAPLENADA

h´r

hr

De

De

BASE DEL TERRAPLEN

TERRAPLEN

16.7: Distintos tipos de instalación de conducciones enterradas.

16.2.4.

PRESENCIA DE AGUA.

En las estructuras enterradas que sirven de obras de paso o de drenaje de infraestructuras lineales, se ha de disponer un sistema de drenaje que impida que los empujes a resistir por la estructura crezcan por la presencia de agua en el trasdós de la obra (hastiales de marcos y pórticos). El sistema habitualmente empleado consiste en impermeabilizar los paramentos exteriores con pintura bituminosa, disponiendo en el trasdós de los hastiales una malla de material geotextil permeable en cuya base se

instala un tubo dren. La función desempeñada por el material geotextil puede también desarrollarla un relleno localizado de terreno granular drenante. En los casos en los que se construye una estructura enterrada sobre un curso de agua, es muy recomendable extender el sistema de drenaje también a la solera, pues pueden aparecer subpresiones que conviene evitar. 16.2.5.

SOBRECARGAS EXTERIORES.

Sobre una estructura enterrada pueden actuar numerosas sobrecargas aplicadas en el terreno suprayacente a la misma, tales como las debidas al tráfico de automóviles, al paso de trenes, a los equipos de compactación de tierras utilizados durante la construcción o a la existencia de cimientos de otras estructuras en las inmediaciones (zapatas de edificios o de estribos de puentes). La incidencia que las citadas cargas tendrán sobre la obra dependerá en gran medida de la cobertura de tierras que separe a ésta de los puntos de aplicación de aquéllas, por cuanto para espesores mayores de tierra se produce una mayor dispersión de la carga aplicada en superficie, con lo que la presión a soportar por la estructura enterrada debido a dichas cargas será inferior. Debido a lo anterior, en determinadas estructuras enterradas se exige un recubrimiento mínimo de terreno sobre su extremo superior, o aunque la obra posea una profundidad suficiente una vez concluida su instalación, se proscribe la utilización en sus inmediaciones de equipos pesados de compactación durante la construcción de la misma, hasta tanto el espesor de terreno de relleno alcance un determinado valor. A título de ejemplo, en el siguiente gráfico se representa el recubrimiento mínimo de tierras exigible a tuberías flexibles de distintos radios que se instalan sobre un cimiento flexible, en función de la magnitud de la sobrecarga excéntrica a la que vayan a ser sometidas.

HIPOTESIS:

Pn

R

recubrimiento mínimo h mín (m)

h mín

q = Sobrecarga de maquinaria

Peso especifico del terreno 1,76 T/m³ Angulo de rozamiento φ = 35º Cohesión nula (c = 0) EΙ = 0 3m R=

2m

. 4,5m

R=

3m.

R = 1,5

1m

m.

0 1 B

2

3

4

5

6

7

8

9

Sobrecarga excentrica de maquinaria (t/m²)

16.8: Recubrimiento mínimo de tierras sobre tuberías flexibles en función de la sobrecarga excéntrica que las solicite, según Watkins.

El incremento de carga que experimenta el elemento enterrado a consecuencia de la actuación de una carga móvil habrá de ser eventualmente afectado de un coeficiente de mayoración denominado coeficiente de impacto, cuyo objeto es tener en cuenta la naturaleza dinámica de este tipo de carga, que produce sobrepresiones superiores a las correspondientes a la aplicación de una carga estática. Los valores a adoptar para dicho coeficiente dependen de la naturaleza de la obra, del tipo de relleno, del tipo de carga aplicada y del espesor de la capa de terreno, de forma que este efecto se va atenuando a medida que aumenta el espesor de tierras, llegando a anularse (coeficiente de impacto = 1) a una determinada profundidad. 16.2.6.

ACCIÓN SÍSMICA.

No es objeto del presente texto realizar un exhaustivo análisis del comportamiento de las estructuras enterradas frente a la acción sísmica (para un amplio estudio, ver [16.6]), sino exponer una serie de consideraciones cualitativas al respecto, con las que realizar una primera aproximación al problema. Las estructuras enterradas se comportan frente a la acción sísmica de un modo distinto a las estructuras en superficie, siendo esta divergencia tanto más acusada cuanto mayor es la profundidad a la que se encuentre la obra. De este modo, mientras el cálculo sísmico de estructuras en superficie se basa en las fuerzas inerciales transmitidas por las aceleraciones del terreno, la solicitación transmitida a las obras enterradas por un sismo se caracteriza por la imposición de deformaciones por parte del terreno circundante. Las investigaciones que se han desarrollado en este terreno, así como la observación y análisis de los efectos que sobre las estructuras subterráneas han ocasionado diversos sismos de importancia, permiten extraer las siguientes conclusiones: a) Las estructuras enterradas sufren daños apreciablemente inferiores a los detectados en estructuras en superficie. b) Los daños sufridos por estructuras rígidas enterradas son menores cuanto mayor es el espesor de tierras suprayacente. Los desplazamientos experimentados por el terreno en profundidad disminuyen al aumentar ésta, de modo que para profundidades de unos 30 m, son inferiores en un 30% a los medidos en superficie (Power el al., 1996). c) En muchas ocasiones, los daños experimentados por estructuras enterradas se han debido a fallos del terreno, tales como inestabilidades de laderas, licuefacción de suelos o desplazamientos en zonas de falla. El comportamiento de estas obras durante un sismo se halla enormemente condicionado por las características del terreno circundante. Las deformaciones a las que puede ser sometida una estructura lineal enterrada debido a los movimientos sísmicos son de tres tipos: compresiones y tracciones axiales (provocadas por los componentes de las ondas sísmicas que generan movimientos paralelos al eje longitudinal de la obra), flexiones longitudinales (debidas a ondas perpendiculares a las anteriores) y distorsiones de la sección transversal (deformaciones ovalizantes en el caso de secciones circulares), debidas a ondas de cizalla que se transmiten perpendicularmente al eje longitudinal de la obra,

especialmente en dirección vertical. Los dos primeros tipos de deformaciones solicitan a la estructura longitudinalmente, y su importancia se reduce al acortarse la longitud continua de estructura expuesta (bien porque la obra sea de poca extensión, bien porque se disponen juntas que independizan el comportamiento en esta dirección de varios segmentos de la misma). El tercer tipo de deformación solicita a la sección transversal de la obra. La normativa específica al respecto está aún en desarrollo. En el caso de tuberías, el Eurocódigo 8 (Disposiciones para el proyecto de estructuras sismorresistentes) en su parte 4 (silos, depósitos y tuberías), propone un método estático simplificado para la evaluación de la acción sísmica en este tipo de estructuras, haciendo hincapié en la necesidad de prevenir los posibles fallos del terreno ya mencionados. Este texto indica a su vez que el efecto de los desplazamientos impuestos por el sismo se minimiza en tuberías poco profundas o instaladas en zanjas con rellenos flexibles. En todo caso, y en ello tanto el Eurocódigo como la norma española NCSE-02 coinciden, habrá de analizarse en primer lugar la importancia de la estructura, sobre la base de los daños materiales y humanos que su posible destrucción ocasionaría y de si se interrumpiría un servicio necesario. En este sentido, las obras de drenaje u obras de paso dispuestas en infraestructuras lineales, así como las conducciones secundarias pueden ser en general consideradas como de importancia moderada en virtud de lo dispuesto en la norma NCSE-02, y para su diseño no habrá de ser tomado en consideración el sismo. En caso de que la importancia de la obra sea tal que la normativa exija su comprobación a sismo, hay que tener en cuenta que esta situación es accidental, de tal modo que empleando el método de los estados límite, en la hipótesis de combinación de acciones correspondiente, tan sólo se habrán de tomar en consideración (además de la acción sísmica) las acciones permanentes y un cierto porcentaje de las variables concomitantes (sobrecarga de uso), ambas sin mayorar; por otro lado, la evaluación de la respuesta estructural (resistencia última) del elemento solicitado en esta situación, tomará para los materiales un coeficiente de minoración de resistencia inferior al empleado en situaciones de cálculo persistentes o transitorias. Por todo ello, sobre la base de la experiencia, y dado que las aceleraciones sísmicas que se pueden presentar en España son limitadas, se puede afirmar que para el proyecto de la gran mayoría de las estructuras enterradas, la situación accidental de sismo, en los casos en que ha de ser considerada, es menos desfavorable que las situaciones de cálculo persistentes o transitorias.

16.2.7.

OTROS PARÁMETROS A CONSIDERAR.

Los condicionantes de diseño hasta ahora descritos afectan, en mayor o menor medida, a las diversas tipologías de estructuras enterradas detalladas en el primer apartado del presente tema. No obstante lo anterior, la diferente naturaleza de los diversos tipos de obras existentes (en lo que respecta a su finalidad, materiales constituyentes, modo de ejecución, etc.) provoca que existan parámetros de diseño que se han de considerar tan solo en determinados casos o para determinadas tipologías, como los a continuación descritos.

a) Ambientes agresivos. Las sustancias químicas que puedan hallarse, de forma permanente o eventual, formando parte del terreno en o con el elemento enterrado, o bien puedan ser transportadas por fluidos que discurran por entre o en las proximidades del mismo, han de ser tomadas en consideración a la hora de determinar las condiciones a satisfacer por el material o materiales a emplear en la construcción de la estructura. Así por ejemplo, las obras construidas con hormigón armado son susceptibles de ser dañadas por sustancias como los ácidos (que al reaccionar con una sustancia alcalina como el hormigón, producen pérdidas de material), los sulfatos (que reaccionan con ciertos componentes del hormigón, generando efectos expansivos y agrietamientos) o los cloruros (que corroen la armadura de acero). A fin de preservar las cualidades del material frente a los citados ataques, se habrá de recurrir a utilizar cementos especiales (sulforresistentes), cuidar la dosificación del hormigón (estableciendo un mínimo contenido de cemento y una máxima relación agua/cemento), proporcionar un recubrimiento mínimo adecuado a las armaduras de acero y limitar la fisuración de los elementos en servicio. b) Esfuerzos en conducciones de redes a presión. En las conducciones de fluidos en los que éstos no circulan en régimen de lámina libre, es preciso analizar los esfuerzos que se generan debido a la presión del fluido que actúa sobre la pared interior de la tubería (acción que es la más desfavorable para el dimensionamiento de conducciones de diámetro medio o pequeño). Dicha presión se traduce en una tracción de la conducción a lo largo de la directriz de su sección transversal, generando a su vez acciones en las zonas de cambio de dirección del fluido. También hay que analizar la posibilidad de que se produzcan depresiones en el interior de la conducción, que generarían compresiones circunferenciales para las que se podría producir pandeo y colapso por aplastamiento (en tuberías flexibles). c) Flexión longitudinal de estructuras enterradas. Hasta ahora se ha descrito el comportamiento de la sección transversal de las estructuras enterradas frente a las acciones que la solicitan, ya que es éste el que ha de condicionar el diseño estructural de las obras. No obstante, dado que este tipo de elementos se caracterizan por su linealidad (al ser su dimensión longitudinal muy superior en la mayoría de los casos a las dimensiones de su sección transversal), hay que tener en cuenta que se pueden producir flexiones longitudinales, y analizar la importancia de las mismas. Este fenómeno podría tener importancia, por ejemplo, en largas obras de paso o de drenaje de reducida sección transversal emplazadas bajo terraplenes de autovías y sobre cimiento compresible, debido a que la zona central de dichas estructuras (emplazada bajo una altura mayor de tierras) está sometida a cargas verticales muy superiores a las que han de soportar los extremos. Para controlar la magnitud de las flexiones, se recurre a disponer juntas que dividan la obra longitudinalmente en varios segmentos, cuyo comportamiento longitudinal es independiente.

16.3. CÁLCULO PRÁCTICO DE LOS DISTINTOS TIPOS DE ESTRUCTURAS ENTERRADAS. Una vez han sido sucintamente expuestos los condicionantes a considerar en el diseño y cálculo de las estructuras enterradas, se procede a continuación a describir el procedimiento práctico a seguir para el dimensionamiento de tales obras, detallando la modelización estructural a efectos de cálculo, la normativa aplicable y las acciones a tomar en cuenta en cada caso. 16.3.1. CÁLCULO DE ESTRUCTURAS ENTERRADAS RÍGIDAS DE GRANDES DIMENSIONES. Son objeto de este apartado obras tales como falsos túneles, pórticos, arcos, marcos y bóvedas que pueden constituir las obras de paso o grandes obras de drenaje de las obras lineales de infraestructura, esto es, todas aquellas estructuras que no pertenecen al grupo de las conducciones. a) Normativa técnica de aplicación. Dado que la práctica totalidad de las estructuras enterradas pertenecientes a este grupo son construidas con hormigón armado (ejecutado in situ o prefabricado), el texto normativo más importante a considerar es la Instrucción de Hormigón Estructural EHE. Dependiendo del tipo de obra lineal a la que pertenezca la estructura, habrá que recurrir a la Instrucción sobre las acciones a considerar en el proyecto de puentes de carretera IAP, o a la IAPF si se trata de una obra ferroviaria. b) Modelización estructural de la obra. Como ya se ha explicado con anterioridad, el modelo de cálculo a tomar en consideración para el dimensionamiento de la estructura habrá de reproducir el comportamiento de una o varias secciones transversales de la misma, debiendo representar adecuadamente el tipo de cimentación empleado. A estos efectos, en marcos, bóvedas, arcos y pórticos, la representación de una sección transversal de longitud unitaria mediante un modelo de barras es adecuada en la mayoría de los casos. Sólo en estructuras sometidas a cargas especiales, o con particularidades en el terreno circundante, o cuando se 16.9: Modelo de cálculo de un marco de 8x6m, con desee analizar en detalle los momentos flectores de diseño en E. L. U. efectos de una determinada carga, habrá que recurrir a modelizaciones y procedimientos de análisis más complejos, como los basados en la teoría de los elementos finitos.

Tal y como se ha explicado, en pórticos y arcos se acepta la consideración de empotramiento en el o hastial-zapata y en los arranques del arco, respectivamente. En el caso de marcos y bóvedas cerradas, se reproduce la interacción cimiento-solera por medio de una serie de resortes cuya rigidez se determina a partir del módulo de balasto del terreno. Los nudos de o entre las barras son considerados rígidos en las estructuras ejecutadas in situ, pudiendo existir nudos articulados en determinadas estructuras prefabricadas en las que, para facilitar su transporte y puesta en obra, la sección transversal se divide en partes que luego son superpuestas en obra.

16.10: Malla de elementos finitos para cálculo de una bóveda cerrada enterrada de 8x5m.

c) Acciones a considerar, naturaleza de las mismas e hipótesis de combinación. El esquema de cargas a las que se ve sometida una estructura enterrada de las pertenecientes a este grupo es el representado en la figura 16.11. La acción predominante, la que más condiciona el dimensionamiento de este tipo de estructuras, es el peso de las tierras que gravita sobre las mismas. Como se ha explicado en el anterior apartado, las cargas a introducir en el modelo estructural de cálculo se corresponden con una rebanada de estructura de un metro de longitud, en dirección perpendicular a la sección transversal. ¾ Carga sobre el techo o dintel: La resultante de las cargas verticales exteriores actuantes por unidad de longitud sobre el dintel se puede estimar mediante la expresión: P1 = W1 + ( p * + q * + r ) ⋅ B

Donde: P1= Carga total sobre el plano del techo. W1= Peso de las tierras sobre la vertical del techo: rectángulo B x D. p*= Presión media sobre el techo debida a la presión p, ejercida sobre la superficie del terreno. q*= Presión media sobre el techo de la estructura debida a la carga puntual Q ejercida sobre la superficie del terreno. r = Presión sobre el techo debida al rozamiento negativo (mayoración de la carga geostática). B = Anchura del techo de cálculo de la obra de fábrica enterrada.

Q

p

T1

T1

D

W1

P1

T

T

Z

H

TRASDOS (cuña de transición)

E

E

Rv

B

16.11: Esquema de acciones en una obra rígida enterrada.

El peso de las tierras sobre la vertical del techo es conocido también como carga geostática y se puede estimar mediante la expresión:

W1 = γ ap ⋅ B ⋅ D Donde: γap = Peso específico aparente medio del relleno de tierras entre la superficie y la profundidad D. B = anchura del techo de cálculo de la obra de fábrica enterrada. D = Profundidad techo de cálculo de la obra de fábrica enterrada.

Las cargas sobre la superficie del terreno, ya sean presiones debidas a cargas uniformes (p) o a cargas puntuales (Q), producen sobre el plano del techo una fuerza que puede calcularse en general mediante la teoría de la elasticidad suponiendo que el terreno es homogéneo isótropo y elástico e ignorando la perturbación tensional que induce la presencia de la estructura enterrada. Existen criterios prácticos que proporcionan la carga distribuida correspondiente a determinados vehículos en función del espesor de la capa de tierras suprayacente; así, para el carro de 60t definido en la Instrucción IAP, Jiménez Salas (ver [16.1]) propone las sobrecargas equivalentes recogidas en el cuadro 16.12. En pasos inferiores, para espesores de tierras sobre el techo menores de unos 0.8 m en el caso de carreteras y de unos 1.5 m en el caso de vías férreas, habrá de considerarse la actuación directa de las cargas concentradas debidas a vehículos pesados. COBERTURA D (m) SOBRECARGA EQUIVALENTE (t/m2)

0.80 1.00 1.50 2.00 2.50 3.00 3.50 4.00 4.50 3.30 3.00 2.30 1.90 1.60 1.40 1.20 1.10 1.00

16.12: Sobrecarga equivalente al vehículo de 60 t del tren de cargas de la instrucción IAP.

En una primera aproximación, se pueden suponer los siguientes valores para representar el efecto de las sobrecargas que pueden asimilarse a presiones aplicadas sobre una cierta anchura de la calzada:

p* = p ⋅

A A+ D

Donde: p*= Presión media sobre el techo debida a la presión p, ejercida sobre la superficie del terreno. p = Presión sobre la superficie. A = Ancho de la zona cargada en sentido perpendicular a la sección plana en estudio. D = Profundidad del plano del techo desde la superficie. En el caso habitual en los pasos inferiores y obras de drenaje transversal de carreteras, en los que la sobrecarga uniforme de 0.4 t/m2 se aplica en toda la anchura de la calzada, se suele adoptar p* = p. Del mismo modo, al menos en primera aproximación, el efecto sobre el techo debido a una carga vertical concentrada en superficie puede estimarse mediante la expresión siguiente, válida por obras suficientemente profundas (D>B).

q* =

2Q π D2

Para D > B

Donde: q*= Presión media sobre el techo de la estructura debida a la carga puntual Q, actuante sobre la superficie del terreno. Q = Carga puntual sobre la superficie del terreno. D = Profundidad del plano del techo desde la superficie.

El fenómeno descrito en el apartado 16.2.1. b), según el cual la carga vertical a resistir por el dintel de la estructura debido a la capa de tierras que gravita sobre el mismo, es superior a la debida al peso geostático (fenómeno de rozamiento negativo en las caras verticales, representado por las fuerzas T1 en la figura 16.11), puede ser cuantificado según diversas teorías. El primero en describir este fenómeno fue Marston, en su análisis de las conducciones enterradas. Basándose en su teoría, la norma DIN 1072 propone para galerías enterradas multiplicar la carga geostática por un coeficiente de mayoración λ dependiente de la relación entre la altura de tierras sobre el dintel y las dimensiones de la estructura (r0 = D/B), cuyos valores se muestran en el gráfico 16.13. Con ello, la sobrecarga uniforme adicional (r) a aplicar sobre el dintel será:

r = (λ − 1) ⋅

W1 = (λ − 1) ⋅ γ ap ⋅ D B

Donde: r = Presión media sobre el techo de la estructura debida a la mayoración de la carga geostática por rozamiento negativo. λ = Coeficiente de mayoración de las cargas geostáticas según la norma DIN 1072. W1= Peso de las tierras sobre la vertical del techo: rectángulo B x D (carga geostática). B = anchura del dintel de cálculo de la obra de fábrica enterrada. γap = Peso específico aparente medio del relleno de tierras entre la superficie y la profundidad D. D = Profundidad del plano del techo desde la superficie.

1.8 1.6

λ 1.4 1.2 1 0.8 0

1

2

3

4

5

r0

16.13: Coeficiente de mayoración de cargas geostáticas según DIN 1072.

Por su parte, la Guía de cimentaciones en obras de carretera publicada por la Dirección General de Carreteras del Ministerio de Fomento en el año 2002, propone la siguiente formulación para la determinación de la compresión media adicional en el dintel de las estructuras de paso inferior debido al rozamiento negativo:

H ⎛ r = γ ap ⎜ D + 2 ⎝

D ⎞ 1 ⎟ ⋅ ≤ 0,3 ⋅ γ ap ⋅ B ⎠ f

2

Siendo:

f = 1+

D Et ⋅ (factor adimensional) H Er

Er = Módulo de deformación del relleno sobre el techo (rectángulo B x D). Et = Módulo de deformación del relleno de trasdós (cuña de transición). La deducción teórica de la anterior fórmula se basa en la compatibilidad de las deformaciones del terreno. Así, el rozamiento negativo produce un aumento de presión vertical que comprime la columna de suelo situado sobre el techo y provoca un asiento adicional en superficie ( Δs1 ) que puede estimarse mediante la expresión:

1 r Δs1 = ⋅ ⋅ D 2 Er La fórmula anterior supone un crecimiento lineal de la compresión inducida por el rozamiento negativo con la profundidad. Las columnas de suelo adyacentes a esta central experimentan una descarga semejante. De forma similar, el aumento de asiento provocado por la compresión del relleno que se colocó en el trasdós de la obra de fábrica (véase figura 16.11) puede estimarse mediante una expresión similar a la exterior: H ⎛ Δs2 = γ ap ⋅ ⎜ D + 2 ⎝

H ⎞ H ⎟⋅ − r ⋅ Et ⎠ Et

Un valor aproximado de r, puede obtenerse haciendo compatible ambos asientos para obtener la fórmula antes propuesta para este parámetro. La limitación especificada procede de la estimación del valor del rozamiento negativo máximo, que se puede tomar como:

1 T1 < γ ap D 2 ⋅ K o ⋅ tgδ 2 Donde: Ko = coeficiente de empuje al reposo. δ = desviación respecto a la normal a los mismos, del empuje en los planos verticales. Tomando como valor aproximado del producto K o ⋅ tgδ = 0,3 se obtiene el valor máximo de “r” indicado en el texto:

rmax =

2 ⋅ T1 D2 = 0,3 ⋅ γ ap ⋅ B B

La cuantificación de la sobrecarga debida al fenómeno de rozamiento negativo posee una gran incidencia sobre el dimensionamiento de este tipo de estructuras, ya que tal y como ya se ha argumentado, la carga debida al peso de las tierras es en no pocas ocasiones la más desfavorable de cuantas solicitan a éstas. Para llevar a cabo una comparación entre los dos métodos expuestos para la determinación del fenómeno de rozamiento negativo antes descritos (según la norma DIN 1072 o según la Guía de cimentaciones en obras de carretera), se puede hallar el coeficiente de mayoración de cargas geostáticas (factor por el que hay que multiplicar la presión sobre el dintel debido al peso del terreno para hallar la presión total a considerar) según uno u otro procedimiento:

λ=

r + W1 / B W1 / B

De la comparación antes mencionada, se extrae la conclusión de que ambos métodos arrojan similares resultados hasta un cierto valor de la altura de tierras sobre el dintel (D en la figura 16.11), que es la altura para la que el valor de “r” hallado según la Guía de cimentaciones en obras de carretera se corresponde con “rmax”. A partir de ese momento, decrece el valor del coeficiente de mayoración determinado conforme a la Guía, mientras que el correspondiente a la norma DIN 1072 es siempre creciente con la altura de tierras (tal y como se muestra en los gráficos que se acompañan).

C O EF I C I EN T ES D E M A Y O R A C IÓ N D E C A R G A G EOST Á T IC A

1 .900

1 .800

1 .700

1 .600

1 .500

DIN 1072 GUÍA CIMENTACIONES

1 .400

1 .300

1 .200

1 .1 00

1 .000 0.00

5.00

1 0.00

1 5.00

20.00

25.00

30.00

35.00

40.00

A lt ur a d e t ier r as ( D , en m)

16.14: Coeficientes de mayoración de cargas geostáticas (λ) para un marco de dimensiones exteriores 4x4 m (BxH), en un terreno de γap = 2 t/m3 y con Et/Er =1.

De todo lo anterior se puede concluir, sobre la base de la experiencia, que para espesores de tierras no muy grandes, las dos formulaciones son válidas, siendo excesivamente conservador el coeficiente de mayoración determinado conforme a la norma DIN 1072 para estructuras enterradas bajo un considerable espesor de tierras, habida cuenta que en estos casos el asiento diferencial que es origen del rozamiento

C O EF IC IEN T ES D E M A Y OR A C I ÓN D E C A R GA G EOST Á T IC A

1 .800

1 .700

1 .600

1 .500

DIN 1072 1 .400

GUÍA CIMENTACIONES

1 .300

1 .200

1 .1 00

1 .000 0.00

5.00

1 0.00

1 5.00

20.00

25.00

30.00

35.00

40.00

A l t ur a d e t i er r as ( D , en m)

16.15: Coeficientes de mayoración de cargas geostáticas (λ) para un marco de dimensiones exteriores 8x6 m (BxH), en un terreno de γap = 2 t/m3 y con Et/Er =1.

negativo no se extenderá a la totalidad de la capa de terreno sobre el dintel, sino que comenzará a desarrollarse a partir de una determinada profundidad. Además de las cargas exteriores descritas, para el cálculo de esfuerzos hay que tener en cuenta también la actuación del peso propio de la estructura, que solicita a flexión el dintel del mismo modo que aquéllas. En el modelo de cálculo empleado, todas estas cargas verticales serán introducidas como cargas uniformemente repartidas sobre el dintel (siendo por tanto sus unidades t/m).

D

¾ Carga sobre los hastiales.

z

K oγap(D+z)

16.16: Ley de presiones horizontales sobre los hastiales de una estructura enterrada debido al peso de las tierras adyacentes.

Las cargas verticales transmitidas por el terreno originan sobre la estructura unas presiones horizontales cuyos valores a un determinado nivel, se obtienen como producto de las presiones verticales en el terreno situado a dicho nivel y de un coeficiente de empuje Kh. El valor Kh, dependerá en cado caso de las condiciones de deformabilidad de la estructura; en el caso de estructuras rígidas como las descritas en este apartado, se adopta Kh = K0 (coeficiente de empuje al reposo).

La determinación de este parámetro es compleja, si bien en la práctica, para suelos granulares y arcillosos normalmente consolidados, puede tomarse como:

K 0 = 1 − senϕ´ Siendo ϕ´ el ángulo de de rozamiento interno del terreno. Según se dispone en las instrucciones sobre acciones (Art. 3.2.2.3.1. de la IAP), en ningún caso en que su actuación sea desfavorable para el efecto estudiado, el valor del empuje de las tierras será inferior al equivalente empuje hidrostático de un fluido de peso específico igual a 5 kN/m3, lo que equivale a exigir que γapKo ≥ 0.5 t/m3. J. José Arenas propone adoptar (ver [16.9]), sobre la base de medidas reales de densidades y ángulos de rozamiento de rellenos empleados en diversas obras, un valor de γapKo = 0.75 t/m3 para determinar el empuje sobre el trasdós de estribos de puente, valor extrapolable a las estructuras enterradas objeto del presente texto. La resultante del empuje horizontal en cada uno de los hastiales se halla según la siguiente fórmula: H

E = ∫ ⎡⎣γ ap ( D + z ) + p * + q *⎤⎦K o ⋅ dz 0

Lo que se corresponde, para el caso usual de trasdós homogéneo, con la resultante de una ley de presiones trapecial obtenida como suma de la ley trapecial debida al peso de las tierras adyacentes (representada en la figura 16.16) y las leyes de presiones uniformes debidas a las sobrecargas superficiales: (p*+ q*)K0. ¾ Cargas interiores. Se refiere este apartado a las cargas derivadas del tráfico interior de la estructura en los casos de obras de paso y a las transmitidas por el agua que transita por entre la sección transversal de las obras de drenaje. Estas acciones sólo actúan sobre las estructuras enterradas cerradas inferiormente (marcos y bóvedas), y son de naturaleza variable. Las acciones de naturaleza hidráulica así como la mayor parte de las originadas por el tráfico interior, no originan esfuerzos de consideración en las estructuras cerradas, por cuanto se transmiten prácticamente de modo directo al terreno de cimentación, representado en los modelos estructurales por medio de resortes, con lo que tan sólo provocan un incremento de la presión sobre dicha cimentación. Aún en el caso de que se generen algunos esfuerzos en la solera a causa de estas cargas (en cimientos muy blandos), éstos serían opuestos y de menor entidad que los generados por las cargas de tierras, con lo que no serían considerados en las hipótesis de combinación de acciones más desfavorables para la estructura. ¾ Naturaleza de las acciones. Hipótesis de combinación. A los efectos de determinar los valores de cálculo de las acciones a introducir dentro de las hipótesis de combinación empleadas en la comprobación de los diversos estados límite últimos, es preciso atender a la clasificación de las mismas por su variación en el tiempo. En este sentido, las cargas debidas al peso propio de la

estructura y al peso y empuje del terreno circundante son consideradas como permanentes (siendo las dos últimas de valor no constante según la instrucción IAP), mientras que las cargas derivadas de las sobrecargas en superficie y en el interior de la obra son de naturaleza variable. En un marco o en un pórtico, los esfuerzos generados por la actuación de las cargas verticales sobre el dintel (flexión positiva en el centro de luz del dintel y flexión hacia el exterior de los hastiales) son contrarios a los debidos a la actuación de los empujes horizontales sobre el trasdós de los hastiales. Por ello, es posible que para el dimensionamiento de los distintos elementos de los que se compone la obra, sea más desfavorable la utilización de coeficientes parciales de seguridad diferentes para cada una de estas acciones, aún cuando ambas sean de naturaleza permanente de valor no constante. Esta circunstancia se corresponde con la realidad en múltiples casos constatados mediante los ensayos oportunos. Es posible por ejemplo que la formación de bóvedas de descarga sobre el dintel de la estructura sea acompañada de la actuación de empujes laterales superiores a los previstos precisamente por acción de dichas bóvedas o, que los empujes laterales actúen por debajo de las magnitudes planteadas merced a la indeterminación común en este tipo de acción a causa de su origen. Esto requiere evidentemente la posibilidad de tratamiento separado de ambas influencias del relleno. Con ello, las hipótesis de combinación de acciones a tomar en consideración para el dimensionamiento de marcos y pórticos enterrados en estado límite último serán en general las tres siguientes (conforme a la instrucción IAP): a)

1.5*(Peso tierras + roz. negativo) + 1.35*(Peso propio estructura) + 1*(Empuje de tierras en hastiales) + 1.5*(Peso y empuje de sobrecarga de uso). Con esta hipótesis, se halla el máximo momento flector positivo en el centro de luz del dintel y negativo en mismo sitio de la solera.

b)

1*(Peso tierras + roz. negativo) + 1*(Peso propio estructura) + 1.5*(Empuje de tierras en hastiales). Con esta hipótesis, se halla el máximo momento flector positivo en el centro de luz de los hastiales.

c)

1.5*(Peso tierras + roz. negativo) + 1.35*(Peso propio estructura) + 1.5*(Empuje de tierras en hastiales) + 1.5*(Peso y empuje de sobrecarga de uso). Con esta hipótesis, se hallan los máximos momentos flectores en los encuentros dintel-hastiales y solera-hastiales (esquinas del marco).

Además de la comprobación de los citados estados límite últimos, habrá de prestarse mucha atención al estado límite de servicio de fisuración (Art. 49 de la Instrucción EHE), por cuanto como ya se ha comentado, en este tipo de estructuras las cargas más desfavorables son las de naturaleza permanente, mientras que la importancia de las solicitaciones derivadas de cargas variables es menor. Por ello, las combinaciones de acciones para E. L. S. (en las que se emplea el valor característico de las acciones permanentes), originan esfuerzos nada despreciables, pudiendo en muchos casos ser más desfavorables para el dimensionamiento de la estructura que las correspondientes a E. L. U.

¾ Estados transitorios de carga durante la construcción. En determinadas ocasiones, es preciso tomar en consideración estados de carga distintos del correspondiente al estado final de la obra, como los debidos a las diferentes etapas en las que puede ser dividido el proceso constructivo de la estructura, durante el que se emplearán medios de compactación del terreno de relleno que originarán cargas sobre la misma. Las solicitaciones que se originan en la estructura a consecuencia de la actuación de los citados compactadores dependerán de los mismos factores que ya se han indicado para las sobrecargas y cargas puntuales en superficie (espesor de la capa de relleno y magnitud de las cargas del compactador). 16.3.2.

CÁLCULO MECÁNICO DE CONDUCCIONES RÍGIDAS.

Son objeto del presente apartado las tuberías de hormigón que materializan los caños y obras de drenaje transversal de pequeñas dimensiones incluidas en obras lineales de infraestructuras, así como las tuberías rígidas empleadas en redes de abastecimiento, saneamiento y drenaje. El cálculo mecánico de una conducción rígida consiste en la determinación de las características mecánicas exigibles a la obra en función de las cargas sobre ella actuantes y de las condiciones de ejecución. Las condiciones a verificar en el cálculo mecánico se recogen en la normativa técnica aplicable a cada uno de los tipos de obras mencionados, si bien se basan en los mismos principios. En este tipo de obras, la carga vertical real a soportar debido al terreno de relleno que gravita sobre la estructura podrá ser mayor o menor que la geostática, dependiendo del tipo de instalación que posea. Así, si se instala la obra en zanja (siempre que se cumplan determinadas condiciones), la carga geostática será reducida gracias al asiento diferencial del material del relleno, al que se opone el rozamiento con el terreno de las paredes de la zanja. En caso de instalación en terraplén, el fenómeno es opuesto, tal y como ya se ha explicado en el anterior apartado. Los coeficientes por los que se ha de multiplicar la carga geostática para tener en cuenta la modificación de su valor en función del tipo de instalación reciben el nombre de coeficientes de Marston. Como muestra del procedimiento a seguir para el cálculo mecánico de este tipo de obras, se describe a continuación el correspondiente a tubos prefabricados de hormigón en masa, hormigón armado y hormigón con fibra de acero, para conducciones sin presión (definido en la norma UNE 127 010 EX). El empleo de este tipo de conducciones es generalizado hoy día, debido a la industrialización de su producción, su economía y a las cualidades del material con que se fabrican. La base del procedimiento de comprobación es muy similar para el resto de las estructuras recogidas dentro de este grupo, siendo no obstante preciso recurrir a la normativa específica de cada uno. a) Procedimiento a seguir en el cálculo mecánico de tubos prefabricados de hormigón en masa, hormigón armado y hormigón con fibra de acero, para conducciones sin presión. La metodología a seguir es sencilla, y se describe de forma clara en la norma UNE 127 010 EX. Este tipo de tubos se clasifican en clases resistentes, en función de la carga máxima que son capaces de resistir en determinados ensayos normalizados. Pues bien, para determinar la clase resistente exigible al tubo, habrá de hallarse la siguiente carga de cálculo:

qd =

qtotal ⋅ γ seg Fap ⋅ Di

Siendo: qd = carga de cálculo (kN/m2). qtotal = suma de la carga de relleno, cargas móviles y cualquier otra carga actuante sobre la conducción (kN/m). γseg = coeficiente parcial de seguridad para mayoración de acciones (igual a 1.5 en rotura y a 1 en fisuración). Fap = factor de apoyo correspondiente al tipo de instalación de la conducción. Di = Diámetro interior del tubo (m). TUBO DE HORMIGÓN ARMADO VALORES DE qd (kN/m2) ≤ 60 60 < qd ≤ 90 90 < qd ≤ 135 135 < qd ≤ 180

TUBO DE HORMIGÓN EN MASA CLASE N CLASE N CLASE R -

O CON FIBRAS DE ACERO CLASE 60 CLASE 90 CLASE 135 CLASE 180

16.17: Clase resistente para los tubos, en función de la carga de cálculo.

b) Determinación de la carga total sobre el tubo (qtotal).

•

Carga producida por el relleno.

Los rellenos se clasifican en 5 tipos diferentes, recogidos en la siguiente tabla. TIPO 1 2 3 4 5

CLASE DE RELLENO ARCILLA PLÁSTICA ARCILLA ORDINARIA ARENA ARCILLOSA ARENAS Y GRAVAS ZAHORRAS

λμ´ γr (kN/m3) 0.110 21.00 0.130 19.20 0.150 19.20 0.165 17.60 0.192 19.00

16.18: Clases de relleno.

Siendo: λ = coeficiente de Rankine = tg2(45-0.5*ϕ) ϕ = ángulo de de rozamiento interno del terreno. μ´ = tgϕ´ = coeficiente de rozamiento del relleno contra los paramentos de la zanja. La carga producida por el relleno se obtendrá de la siguiente expresión:

qr = C ⋅ γ r ⋅ hr ⋅ b Donde: qr = carga producida por el terreno (kN/m). C = coeficiente de Marston.

γr = peso específico del relleno (kN/m3). hr = altura del relleno sobre el plano de clave (m). b = anchura de la zanja en el plano de clave (para instalación en zanja o zanja terraplenada), o diámetro exterior del tubo (para instalación en terraplén), en m. Las fórmulas para determinar el coeficiente de Marston son diferentes para cada uno de los tipos de instalación, y depende del tipo de relleno, de su espesor, de la geometría de la zanja o el terraplén y de las dimensiones del tubo. En [16.4] se pueden hallar los valores tabulados de cargas de relleno a considerar para los distintos tipos de instalación.

•

Cargas producidas por el tráfico.

Para conducciones emplazadas bajo carreteras, la norma UNE prevé tres tipos de vehículos: eje simple de 7 t, eje simple de 13 t y carro de tres ejes de 60 t. En el artículo A6 del citado texto normativo se recogen los valores tabulados a considerar para cada tipo de carga en función de las dimensiones del tubo y del espesor de relleno sobre él, considerando que una carga aplicada sobre la superficie del terreno se transmite en profundidad según un tronco de pirámide cuyas caras laterales forman un ángulo de 35º con la vertical. Para alturas de relleno de más de 4 m sobre el plano de clave, se puede considerar nula la carga de tráfico, y para rellenos de menos de 1 m de espesor, habrá que multiplicar los valores tabulados por un coeficiente de impacto cuyo valor máximo es 1.3 (para hr≤0.3 m). En el caso de tubos emplazados bajo vías férreas, se adoptará el tren de cargas tipo A de la instrucción IAPF (en caso de vía RENFE) o el UIC 71 (en caso de vía UIC), calculando la carga uniformemente distribuida resultante en la base del balasto y multiplicándola por un coeficiente de impacto “Ci” hallado según la siguiente expresión:

Ci = 1 +

0.33v 100

Siendo v la velocidad del tren de cargas, en km/h. En este caso, es recomendable que el espesor de relleno cumpla la condición hr ≥ De (diámetro exterior del tubo) y hr no menor de 1.5 m.

•

Cargas puntuales.

En el caso que exista alguna carga puntual en la superficie, la acción producida en el tubo se evaluará suponiendo un reparto uniforme según la teoría de Boussinesq.

•

Cargas uniformemente distribuidas en superficie.

Para instalación en zanja, la repercusión sobre el tubo será:

qu = qs ⋅ e 2 λμ ´hr / b

Siendo qs la carga por metro de longitud y el resto de parámetros los ya definidos en formulaciones anteriores. En el caso de terraplenes y zanjas terraplenadas, la acción de estas cargas distribuidas podrá asimilarse a un sobreespesor de relleno de valor equivalente.

•

Cargas de compactación.

Estas cargas han de evaluarse teniendo en cuenta el tipo de compactador, la profundidad y el tipo y estado del relleno, pudiendo ser cuantificadas según la siguiente formulación:

qc = α ⋅

2P ⋅D π ⋅ hr e

Donde: qc = carga sobre el tubo (kN/m). α = coeficiente de impacto, determinado según la siguiente tabla:

α

CARGA ESTÁTICA 1

hr > 3m 4

CARGA DINÁMICA 2m < hr ≤ 3 m 0.3m ≤ hr ≤ 2m 5 6

P = carga del compactador por metro de ancho del rodillo (kN/m). hr = altura del relleno sobre el plano de clave (m). De = Diámetro exterior del tubo (m). Se habrá de extremar la precaución en zonas con recubrimientos inferiores a 1m, tanto en la elección del compactador como para la ejecución de este proceso. c) Determinación del factor de apoyo. La carga que una conducción rígida de hormigón es capaz de soportar depende en gran medida de las condiciones de la base sobre la que se disponga. De este modo, en la norma UNE 127 010 EX se proponen los factores de apoyo que se recogen en las figuras de las siguientes páginas. Este parámetro fue definido por Spangler, quien determinaba la carga soportada por un tubo multiplicando la carga de rotura en el ensayo de tres aristas (consistente en apoyar el tubo en dos generatrices inferiores y someterlo a una carga creciente aplicada a lo largo de su generatriz de clave) por el factor de apoyo. Una vez determinadas todas las cargas actuantes, así como el tipo de instalación a disponer, se está en condiciones de determinar la clase resistente exigible a un tubo de dimensiones prefijadas sobre la base de los requerimientos hidráulicos a satisfacer por la conducción.

FACTORES DE APOYO EN ZANJA Y ZANJA TERRAPLENADA APOYO EN HORMIGON EN MASA

ƒ

CK

15N/mm²

RELLENO SELECCIONADO SIN COMPACTAR

RELLENO COMPACTADO 95% P.N.

30 cm

c

c

1/2 De

HORMIGON

1/2 De

HORMIGON

30 cm

Fap = 4,0

Fap = 3,0

RELLENO SELECCIONADO SIN COMPACTAR

RELLENO COMPACTADO 95% P.N.

120°

1/4 De

HORMIGON

c

120°

30 cm

c

HORMIGON

1/4 De

30 cm

Fap = 2,8

Fap = 2,2

RELLENO COMPACTADO 95% P.N.

RELLENO SELECCIONADO SIN COMPACTAR

90°

Fap = 2,3

1/6 De

HORMIGON

c

90°

30 cm

c

HORMIGON

1/6 De

30 cm

Fap = 2,0

16.19: Factores de apoyo para tuberías de hormigón armado instaladas en zanja o zanja terraplenada apoyadas en cama de hormigón en masa. Fuente: Norma UNE 127 010 EX “Tubos prefabricados de hormigón en masa, hormigón armado y hormigón con fibra de acero, para conducciones sin presión” (1995).

APOYO GRANULAR

MATERIAL GRANULAR COMPACTADO 95 % P.N.

RELLENO COMPACTADO 95% P.N.

30 cm

30 cm

c

c

1/2 De

MATERIAL GRANULAR COMPACTADO 95 % P.N.

Fap = 2,1

Fap = 1,9

RELLENO SELECCIONADO SIN COMPACTAR

MATERIAL GRANULAR COMPACTADO 95 % P.N.

1/6 De

> hr/8 < 30cm

90°

c

90°

1/6 De

> hr/8 < 30cm

c

MATERIAL GRANULAR COMPACTADO 95 % P.N.

hr

hr

RELLENO COMPACTADO 95 % P.N.

Fap = 1,7

Fap = 1,5

APOYO DIRECTO (NO RECOMENDABLE)

hr

RELLENO FINO

> hr/8 < 15cm

VALORES DE c (cm) TERRENO

D (m) < 0,7

0,7 a 1,5

> 1,5

SUELO

8

10

15

ROCA

15

23

30

Fap = 1,1

16.20: Factores de apoyo para tuberías de hormigón armado instaladas en zanja o zanja terraplenada apoyadas en cama de material granular o con apoyo directo. Fuente: Norma UNE 127 010 EX “Tubos prefabricados de hormigón en masa, hormigón armado y hormigón con fibra de acero, para conducciones sin presión”

16.3.3.

CÁLCULO MECÁNICO DE CONDUCCIONES FLEXIBLES.

En este tipo de obras, el comportamiento estructural es fundamentalmente diferente al que observan las obras rígidas. La obra flexible forma un todo con el terreno que la rodea, no pudiendo así separarse los esfuerzos horizontales, los verticales y las reacciones de cimentación. La influencia de las distintas variables de forma, dimensiones, rigidez, condiciones de apoyo e instalación, así como las relativas tanto a los terrenos que cubren a la obra, como a los que la cimientan, cobran aún más importancia en este tipo de estructuras, modificando la magnitud y distribución de presiones que la solicitan. La complejidad del problema hace que las escasas teorías disponibles (Marston, Spangler, etc.) constituyan simplificaciones ajustadas a una experimentación necesariamente limitada. Actualmente se están consiguiendo considerables avances con los métodos de elementos finitos y ensayos de estructuras instrumentadas pero los resultados son aún difícilmente generalizables. Sin entrar en una prolija discusión teórica acerca de los métodos de cálculo a emplear y del comportamiento de la estructura frente a las cargas que las solicitan, se describen en el presente apartado las prescripciones de índole práctica recogidas en la normativa técnica de aplicación para la comprobación mecánica de las conducciones de polietileno y policloruro de vinilo. En la norma UNE 53.331 se describe, de manera pormenorizada, el procedimiento estándar para la comprobación de las tuberías de Polietileno y PVC sometidas a cargas externas. El procedimiento es muy metódico y, de hecho, no es difícil encontrar programas informáticos desarrollados por los fabricantes de estos tubos que realizan dicha comprobación. Para otros materiales que se pueden considerar como flexibles, pero que no son expresamente el PE ni el PVC, la norma no especifica su posible aplicación. No obstante, el procedimiento descrito sirve perfectamente para esos otros materiales flexibles sin más que disponer de todos los datos necesarios del tubo que se solicitan en la norma. El resultado final de la comprobación es detectar si el grado de ovalación máximo que alcanza el tubo sometido a carga externa está por debajo del 5%, límite por encima del cual se considera que el tubo falla. Además, se realiza una comprobación de los coeficientes de seguridad para las tensiones sobre el tubo en la zona de la base, la clave y los riñones, y el coeficiente de seguridad para la estabilidad frente a cargas verticales. Los datos que se necesitan para realizar el cálculo obedecen por un lado a las características del tubo, y por otro lado a las del terreno de cimentación y a las condiciones de relleno. En cuanto a las características del tubo, hay que mencionar que la determinación del diámetro interior o el espesor de pared, dependen más del cálculo hidráulico que de la comprobación de cargas. Sin embargo, hay otros valores que sí que son específicos del cálculo mecánico, como la rigidez estructural del tubo. Aunque no es el caso del PVC y del PE, casos en los que la rigidez estructural del tubo viene dada, hay otro tipo de materiales, como por ejemplo el poliéster reforzado con fibra de vidrio (PRFV) en los que se puede elegir el valor de este parámetro. Se puede afirmar que cuanto más rígida sea la conducción mejor se comportará frente al esfuerzo mecánico externo en

igualdad de condiciones, aunque como ya se ha mencionado, éste no es el único parámetro a considerar. En cuanto al tipo de zanja, no es este un parámetro en sí mismo. La elección de una zanja estrecha, en terraplén o combinado no se realiza por lo general pensando en el cálculo mecánico sino en la propia morfología del trazado. Sí que puede tenerse en cuenta la profundidad de instalación de tubo en la zanja, ya que a mayor profundidad tiene menor influencia la carga rodante pero por el contrario el peso del terreno es mayor. Habrá que buscar una solución de compromiso. Como regla general, si existe una capa de firme de rodadura que distribuya adecuadamente la carga, la profundidad de la carga será la mínima posible, debiendo quedar la parte superior del tubo a más de 30 cm de la base de la capa más interior del firme de rodadura. En la norma antes citada se contemplan distintos tipos de relleno, según el material que se utilice y la zona que se vaya a rellenar. Para la zona inferior a la base del tubo, el peso del suelo no tiene ya influencia sobre éste y por el contrario, las condiciones de transmisión de cargas sobre el apoyo son importantes. Es por ello que se recomienda utilizar un suelo granular con un alto grado de compactación. Es fácil encontrar en las especificaciones de los pliegos de condiciones de proyectos que para esta zona se exija una arena de río lavada y seca como elemento de relleno. En la zona alrededor del tubo, desde la base hasta la clave, la interacción del tubo flexible con el terreno es muy importante para su resistencia mecánica. En esta zona interesa que el terreno contrarreste la carga que se transmite a través del tubo, debido a su deformación. Cuanto más cohesivo es el terreno, menor empuje ejerce sobre el tubo, debido a su menor peso especifico. Es por ello que, para esta zona, también se recomienda un terreno granular con un buen grado de compactación. No obstante, la utilización de otro tipo de relleno puede ser aconsejable siempre y cuando la comprobación de resistencia mecánica arroje un resultado favorable. La zona de relleno por encima de la clave se realizará, hasta unos 30 cm por encima de ésta, con el mismo tipo de relleno y compactado que el utilizado alrededor del tubo. Por encima de esta capa de 30 cm la interacción con el tubo no es tan grande y pueden utilizarse rellenos provenientes de la propia excavación de la zanja, si es el caso, o con rellenos de peor calidad. En cuanto a la compactación del terreno, aunque la norma establece varias topologías (a, b1, b2 y c), en general la compactación se realiza siguiendo el modelo que se denomina “a”. Éste consiste en la compactación del lecho de la zanja sobre el que descansa el tubo, antes de la colocación del mismo. Después, se procede a colocar el tubo y a rellenar y compactar hasta la clave del mismo en capas de 15 cm de la misma manera a un lado que al otro. Desde la clave, los siguientes 30 cm se rellenan y compactan de una sola vez. La compactación en esta zona se realizará a ambos lados de la clave, dejando sin compactar justo la vertical de la misma, para evitar dañar el tubo. A partir de aquí, el relleno y compactación se realizan por tongadas de 20 cm de espesor, hasta completar todo el volumen de la zanja o terraplén.

Un valor de compactación adecuado de un relleno de calidad puede estar entre el 90 y 95% del proctor estándar. El ángulo de apoyo del tubo sobre la cama del relleno otro de los parámetros de los que depende la comprobación de cargas. Se consideran habitualmente ángulos de apoyo 2α iguales a 60º, 90º, 120º, y 180º. Cuanto mayor sea el ángulo de apoyo, más repartida queda la carga sobre el terreno. Sin embargo, por las especiales características de la cama de apoyo, que debe tener un grado de compactación muy alto, la ejecución in situ de una cama con ángulos de apoyo elevados puede resultar bastante difícil en la práctica. 16.4. CONSIDERACIONES ACERCA DE LA EJECUCIÓN, CAUSAS DE LAS PATOLOGÍAS Y AUSCULTACIÓN DE LAS ESTRUCTURAS ENTERRADAS. 16.4.1.

EJECUCIÓN DE LAS ESTRUCTURAS ENTERRADAS.

En las obras enterradas de conducciones, lo más usual es emplear elementos prefabricados que son transportados a obra y dispuestos en una zanja previamente excavada o en un terraplén posteriormente relleno. En el caso de las grandes obras enterradas de hormigón armado, se puede recurrir también a elementos prefabricados o a la ejecución in situ de los mismos, dentro del terraplén en el que vayan a ser ubicados. En ocasiones también se recurre al procedimiento de hinca de elementos previamente ejecutados, procedimiento que es de gran utilidad cuando no se desea afectar a la superficie del terreno suprayacente (por ejemplo, cuando se construye una obra de paso bajo una obra lineal existente y no se desea interrumpir el servicio prestado por ésta). En la siguiente figura se recoge el proceso a seguir para la hinca de un paso inferior.

FASE I

FASE II

FASE III

FASE IV

16.21: Procedimiento de ejecución de un paso inferior mediante hincado.

En el caso de conducciones de hormigón puestas en obra mediante este procedimiento, es preceptivo en virtud de lo preconizado por la normativa técnica realizar unas comprobaciones estructurales adicionales, mediante las que se ha de garantizar que la máxima tensión de compresión que los tubos habrán de soportar durante el procedimiento no sobrepase el 40% de la resistencia característica del material (teniendo en cuenta la posible excentricidad de aplicación de la carga por defectos en la alineación y nivelación de los tubos). En caso de que el tipo de instalación seleccionado sea en zanja, se habrá de prestar atención en la correcta ejecución de la misma conforme a la geometría prevista en el proyecto, habida cuenta de la importancia que este parámetro posee con respecto a las cargas a resistir por la obra. Los procedimientos a llevar a cabo para la compactación del relleno también han de ser cuidadosamente diseñados, especialmente en tuberías flexibles. Como ya se ha mencionado con anterioridad, salvo en casos excepcionales, la cimentación de este tipo de obras se realiza de forma directa. Por ello, es preciso que se cuide en obra la homogeneidad y limpieza del sustrato de cimentación, especialmente cuando el cimiento esté afectado por algún curso de agua. En obras de gran profundidad, los cimientos pueden resultar fuertemente comprimidos, motivo por el cual se habrá de cuidar muy especialmente los aspectos mencionados, dada la gran sensibilidad de las estructuras frente a los asientos locales. En marcos, pórticos, bóvedas y arcos es muy recomendable a estos efectos disponer bajo los elementos de cimentación una capa de hormigón de limpieza de unos 10 cm de espesor. Para evitar que los asientos 16.22: Hormigonado del dintel de un paso inferior de diferenciales que tienen lugar camino. Obra: Autovía N-323 Tramo: Dúrcal-Ízbor debido a la presencia de obras de paso o drenaje rígidas bajo (Granada). la traza de obras de infraestructura lineales, afecten a la funcionalidad y durabilidad de éstas, se suele recurrir a la disposición de cuñas o losas de transición en los terraplenes de a las proximidades de las citadas estructuras. La ejecución de las cuñas de transición se

inicia con el saneo del terreno antes de proceder al trasdosado con un material fácilmente compactable hasta que se consiga una anchura de al menos 3 m. Se requiere que dicho material sea granular y puede resultar conveniente tratarlo con cemento empleando sistemas constructivos de firmes. Los rellenos del entorno inmediato a la obra se realizarán con materiales granulares, y los del entorno próximo con suelos seleccionados (o en ambos casos, con materiales de menor deformabilidad diferida que los mencionados). La disposición de una cuña de transición que verifique los anteriores condicionantes limitará apreciablemente los asientos diferenciales, con lo que se puede reducir la mayoración de la carga geostática de cálculo sobre la obra. La disposición de una losa de transición de similares características a las empleadas en los trasdoses de los estribos de puentes se restringe a obras con pequeño recubrimiento de tierras, y no es efectiva para la reducción de asientos diferenciales (por lo que no afectan a la mayoración de cargas geostáticas), aún cuando sí puede ser positiva con miras a garantizar la funcionalidad de la vía superior. 16.4.2. CAUSAS DE LAS PATOLOGÍAS DE LAS ESTRUCTURAS ENTERRADAS. Los desperfectos que pueden presentar este tipo de obras son muy variados: roturas, fisuraciones, deformaciones excesivas, rotura de juntas, etc. A continuación se describen algunas de las causas más comunes de este tipo de fenómenos. a) Causas de patologías en conducciones flexibles.

•

Apertura de zanjas adyacentes a tubos flexibles.

La falta de soporte lateral hace que el tubo se deforme horizontalmente en exceso y colapse por aplastamiento. Según Watkins (1975), la cobertura lateral mínima debe ser:

x ≥ 1.4

D⋅H ⋅F Z

Siendo: D = diámetro del tubo. H = cobertura de tierras. Z = máxima profundidad de zanja excavable con paredes verticales (función de la resistencia del suelo). F = un coeficiente de seguridad del orden de 2.

•

Falta de resistencia lateral del terreno.

Cuando las zonas laterales de un tubo flexible están poco compactadas o son muy estrechas y se encajan en rellenos o materiales muy compresibles, el tubo se deforma excesivamente. Por ello, en terrenos compresibles se recomienda excavar un mínimo de dos diámetros a cada lado del tubo, rellenando con material fuertemente compactado.

•

Empleo de rellenos excesivamente compresibles.

Al asentar excesivamente a los lados del tubo, anulan el efecto del abovedamiento y provocan tensiones verticales sobre el tubo superiores a las geostáticas. b) Causas de patologías en estructuras rígidas. En el caso de tuberías rígidas, el apoyo sobre superficies duras, rocas o suelos poco compresibles, bien directamente o con interposición de un encamado de insuficiente espesor o defectuosamente conformado para adaptarse al tubo, es la causa responsable del 80% de las roturas. Una defectuosa compactación de las zonas poco accesibles de la mitad inferior del tubo puede originar el mismo tipo de colapso. En otras ocasiones, se pueden producir concentraciones de reacciones en juntas sobresalientes (como las del tipo de enchufe, roscas de ladrillo, etc.), cuando no se haya previsto el correspondiente cajeado en la cama de apoyo. Como ya se ha indicado, la realización de zanjas más anchas de lo inicialmente previsto en proyecto, provoca que se pierda el “efecto de silo”, con lo que llegan al tubo cargas mayores de las previstas.

R

La ejecución de este tipo de estructuras en suelos muy compresibles, colapsables, expansivos, etc., donde son de esperar grandes deformaciones y movimientos, puede comprometer la resistencia de la obra (especialmente en las de grandes longitudes continuas), o cuando menos incidir en su funcionalidad y poner en compromiso la de las posibles obras situadas sobre ella. Para hacer frente a este fenómeno, se ha de disponer un número suficiente de juntas, adecuadamente separadas, y estimar las aperturas previsibles en las mismas. A tal efecto, se puede aplicar el método propuesto en [16.1], a partir de la hipótesis de flexión simple circular de la estructura (representada en la figura 16.23). ∆

h

L

La separación entre juntas se define según la ecuación:

16.23: Modelo simplificado de deformación bajo una carga de terraplén (Tscheboterioff).

Siendo D el diámetro equivalente de la galería y s un coeficiente dependiente de la altura del terraplén y del módulo de deformación del cimiento, según se recoge en la siguiente tabla:

L = s⋅D

2

E (kp/cm ) 75 100 150 200

ALTURA DEL TERRAPLÉN (m) de 3 a 6 de 6 a 12 de 12 a 24 0.9 0.8 0.6 1.0 0.9 0.7 1.2 1.1 0.9 1.4 1.2 1.0

16.4.3.

AUSCULTACIÓN DE LAS ESTRUCTURAS ENTERRADAS.

El establecimiento de un sistema de auscultación en determinadas obras enterradas es un procedimiento efectivo para el análisis del comportamiento de éstas y para la prevención de las patologías que pudieran sufrir. No obstante lo anterior, dicho establecimiento conlleva un coste económico no despreciable, amén de requerir la satisfacción de una serie de condicionantes que determinarán su viabilidad técnica. Por ello, los sistemas de auscultación se disponen únicamente en obras de grandes dimensiones que posean particularidades que las hagan interesantes en este sentido. Así, resulta de interés controlar los asientos de la solera (y/o hastiales) y los movimientos de las juntas en marcos y bóvedas. En muy contadas ocasiones, puede ser conveniente medir las deformaciones unitarias en el hormigón de estas obras. En la siguiente figura se recoge el esquema de un posible sistema de auscultación de un paso inferior.

4 4

3

3

2 4

1

3 3

NORMAL: 1. BASES DE NIVELACIÓN. 2. MEDIDORES DE MOVIMIENTO DE JUNTAS.

ESPECIALES: 3. EXTENSÓMETROS. 4. CELULAS DE PRESIÓN TOTAL (TECHO Y TRASDOS DEL ALZADO).

16.24: Esquema de un posible sistema de auscultación en un paso inferior, según la Guía de cimentaciones en obras de carretera del M. de Fomento.

BIBLIOGRAFÍA [16.1] Jiménez Salas, J. A. et al: Geotecnia y Cimientos, Editorial Rueda, Madrid (1980). [16.2] Calavera Ruiz, José: Cálculo de estructuras de cimentación, INTEMAC, Madrid (1991). [16.3] Guía de cimentaciones en obras de carretera, Dirección General de carreteras del Ministerio de Fomento, Madrid (2002). [16.4] Almazán Gárate, J. L. et al. : Manual de cálculo, diseño e instalación de tubos de hormigón armado, ATHA, Madrid (2000). [16.5] Torroja, J. A. (Oficina Técnica): Estudios previos para la redacción de una normativa sobre cargas transmitidas a muros y obras enterradas, Dirección General de carreteras del M. O. P. U., Madrid (1980). [16.6] Hashash, Y. M. A. et al. : Seismic design and analysis of underground structures, Tunnelling and Underground Space Technology 16 (2001), pp 247-293. [16.7] Kramer, Steven L. : Geotechnical earthquake engineering, Ed. Prentice Hall, N. Jersey (1996). [16.8] Rodríguez Ortiz, J. M. et al. : Curso aplicado de cimentaciones, Servicio de publicaciones del Colegio Oficial de Arquitectos de Madrid, Madrid (1996). [16.9] Arenas de Pablo, J. J. y Aparicio, Ángel C. : Estribos de puente de tramo recto, Departamento de tecnología de las estructuras E. T. S. I. C. C. P. Universidad de Santander, Santander (1984). [16.10] Obras de paso de nueva construcción, Dirección General de carreteras del Ministerio de Fomento, Madrid (2000).

NORMATIVA ¾ Instrucción de Hormigón Estructural EHE (1998). ¾ Instrucción sobre las acciones a considerar en el proyecto de puentes de carretera IAP (1998). ¾ Instrucción sobre las acciones a considerar en el proyecto de puentes de ferrocarril IAPF (2003). ¾ UNE 127 010 EX. Tubos prefabricados de hormigón en masa, hormigón armado y hormigón con fibra de acero, para conducciones sin presión (1995). ¾ UNE-ENV 1998-4 Eurocode 8: Design of structures for earthquake resistance-Part 4: Silos, tanks and pipelines.

¾ UNE-EN 639. Prescripciones comunes para tubos de presión de hormigón incluyendo juntas y rios (1995). ¾ UNE-EN 640. Tubos de presión de hormigón armado y tubos de presión de hormigón con armadura difusa (sin camisa de chapa), incluyendo juntas y rios (1995). ¾ UNE-EN 641. Tubos de presión de hormigón armado con camisa de chapa, incluyendo juntas y rios (1995). ¾ UNE-EN 642. Tubos de presión de hormigón pretensado, con y sin camisa de chapa, incluyendo juntas, rios y prescripciones particulares relativas al acero de pretensar para tubos (1995). ¾ UNE-EN 1115. Sistemas de canalización enterrados de materiales plásticos, para evacuación y saneamiento con presión. Plásticos termoestables reforzados con fibra de vidrio (PRFV) basados en resina de poliéster insaturada (up) (1997). ¾ UNE-EN 1452. Sistemas de canalización en materiales plásticos para conducción de agua. Poli (cloruro de vinilo) no plastificado (PVC-U) (2000). ¾ UNE 53131. Plásticos. Tubos de polietileno para conducciones de agua a presión. Características y métodos de ensayo (1990). ¾ UNE 53323 EX. Sistemas de canalización enterrados de materiales plásticos para aplicaciones con y sin presión. Plásticos termoestables reforzados con fibra de vidrio (PRFV) basados en resina de poliéster insaturada (up) (2001). ¾ UNE 53331 IN. Tuberías de poli (cloruro de vinilo) (PVC) no plastificado y polietileno (PE) de alta y media densidad. Criterio para la comprobación de los tubos a utilizar en conducciones con y sin presión sometidas a cargas externas (1997). ¾ UNE 53966. Plásticos. Tubos de PE 100 para conducciones de agua a presión. Características y métodos de ensayo (2001).