Libro 1.indb - Pontificia Universidad Católica de Chile

revistadelaconstrucción
revistadelaconstrucción
Estimados lectores:
Hace dos años nuestra Revista de la Construcción publicó un artículo llamado
“Construcción de Viviendas Sociales en Áreas de Riesgo de Tsunami”. En el volumen 7,
nº 2, Lagos, M., Cisternas, M. y Mardones, M. nos entregaron una completa revisión
y advirtieron sobre la necesidad de repensar estas ubicaciones en un país como el
nuestro, tomando como ejemplo el evento de este tipo que ocurrió en Valdivia en
la década del 60.
Los autores desmenuzaron el potencial daño a las viviendas mediante la caracterización
y cuantificación de parámetros hidrodinámicos de una eventual inundación, tales
como la profundidad de esta y la velocidad de la corriente. Así, nos llevaron a
reflexionar sobre el costo que significa subestimar el pasado de territorios que han
sido afectados por tsunamis de gran magnitud.
Este año nuestro país fue azotado por un terremoto y posterior tsunami, que devastó
no solo la infraestructura, sino la vida de cientos de compatriotas. En el Bicentenario,
que trajo consigo múltiples celebraciones y que comenzó con un desastre, vale la
pena incorporar a la ciencia como un actor relevante dentro del cómo levantamos
un proyecto de sociedad inclusiva.
Nos corresponde, como país, considerar los escenarios multivariables en que nos sitúa
la naturaleza y qué mejor que de la mano de la ciencia, que en su fin último busca
la verdad de los sucesos y proveernos de una mejor calidad de vida, preservando
el planeta.
La Revista de la Construcción, que recientemente cumplió ocho años, aporta en este
sentido gracias a la colaboración de científicos nacionales y extranjeros, que con su
quehacer contribuyen al progreso de la sociedad y a prevenir los desastres que la
aquejan. Vayan nuestros agradecimientos a todos ellos.
Dr. Pablo Maturana Barahona
Director de Investigación y Desarrollo
Escuela de Construcción Civil
Director
Comité Evaluador:
CRISTIÁN PIERA GODOY
Editor Responsable
CRISTIÁN PIERA GODOY: Director de la Escuela de Construcción Civil de la Pontificia Universidad
Católica de Chile.
MIGUEL ANDRADE GARRIDO
([email protected])
OLADIS MARICI TROCONIS DE RINCÓN: Ingeniera Química, Magíster en Corrosión, Universidad
del Zulia, Venezuela, Consultora de la Gobernación del Estado de Zulia, Venezuela.
Comité Académico:
JOSÉ CALAVERA RUIZ: Doctor Ingeniero de Caminos, Canales y Puertos, Ingeniero Técnico de
Obras Públicas.
Verónica Latorre
Pablo Maturana
Fanny Ordóñez
Carola Sanhueza
Dirección Postal Revista de la
Construcción:
Av. Vicuña Mackenna 4860,
Macul. Santiago de Chile
Escuela de Construcción Civil
Pontificia Universidad
Católica de Chile, Santiago
MANUEL RECUERO: Doctor en Ciencias Físicas, Universidad Autónoma de Madrid, España,
Profesor Titular, Universidad Politécnica de Madrid, E.T.S.I Industriales, España.
ANDRÉ DE HERDE: Ingeniero Civil, Arquitecto, Université Catholique de Louvain, Bélgica, Profesor
Ordinario, Decano Facultad de Ciencias Aplicadas de la Universidad Católica de Lovaina, Bélgica.
LEONARDO MEZA MARÍN: Constructor Civil, Pontificia Universidad Católica de Chile, Profesor
Adjunto, Doctor en Ingeniería Acústica, Universidad Politécnica de Madrid.
JAVIER RAMÍREZ: Licenciado en Arquitectura, Universidad Autónoma de Puebla, Puebla, México,
Doctor en Arquitectura, Unidad de Postgrado de Arquitectura, UNAM, México.
NATHAN MENDES: Doctor en Ingeniería Mecánica de la Universidad Federal de Santa Catarina,
profesor titular de la Pontificia Universidad Católica de Paraná.
MIGUEL ANDRADE GARRIDO: Doctor en Ciencias de la Educación, Pontificia Universidad Católica
de Chile, Profesor Adjunto.
Fonos:
LUIS BOBADILLA: Doctor, Universidad del Bío-Bío, Director del Centro de Investigación en
Tecnologías de la Construcción (CITEC).
56-2-354.45.51
56-2-354.45.65
PHILLIPPE LAGIÈRE: Doctor. Université Bordeaux 1, Director ejecutivo y responsable científico
ECOCAMPUS.
Fax:
DANIEL CASTRO-FRESNO: Doctor. Director Técnico del Grupo de Investigación de Tecnología de
la Construcción y Director del Laboratorio de Geosintéticos, de la Universidad de Cantabria.
56-2-553.64.89
e-mail:
[email protected]
CARLOS OTEO: Dr. Ingeniero de Caminos, Canales y Puertos por la U.P.M. Presidente de los
Comités de Geotecnia de la Asociación Técnica de Carreteras y AENOR, España.
CARLOS MARMOLEJO: Doctor arquitecto. Centro de Política de Suelo y Valoraciones. Escuela
Técnica Superior de Arquitectura de Barcelona.
TULIO SULBARAN: Ph.D. Director ICCE. University of Southern Mississippi.
www.uc.cl/construc_civil
ROBERT SEGNER: Profesor. Texas A&M University.
ABDOL CHINI: Ph.D. Director y profesor. University of Florida.
GUSTAVO MALDONADO: Ph.D. Department of Construction. Georgia Southern University.
Esta publicación cuenta con
el aporte financiero de la
Vicerrectoría de Investigación
de la Pontificia Universidad
Católica de Chile
MOSTAFA KHATTAB: Ph.D. Department of Construction Management. Colorado State University.
MICHAEL RILEY: Ph.D. School of Architecture, Design and Environment. Universtiy of Plymouth.
STEVE DONOHOE: MSc. Universtiy of Plymouth.
HUMBERTO AMORIM: Ph.D. Universidade de Aveiro, Portugal.
LA REVISTA DE LA CONSTRUCCIÓN SE ENCUENTRA INDEXADA EN:
– Science Citation Index Expanded – ISI
– Directory of Open Acess Journals – DOAJ
– Sistema Regional de Información en Línea para Revistas Científicas de América
Latina, el Caribe, España y Portugal – LATINDEX
– Scientific Electronic Library Online – SciELO Chile
Sumario
4 ]
Design and construction of an anchored soldier pile wall for a large underground
car park
Villalobos, F. A. / Oróstegui, P. L.
18 ]
Low velocity vehicle impact against building structures: an outline of relevant codes
Ferrer, B. / Ivorra, S., Irles, R.
26 ]
Resistencia sísmica del suelo-cemento postensado en construcciones de baja complejidad
geométrica
Barros, L. P. / Imhoff, F. A.
39 ]
Técnicas para contener el Manto de Nieve en la Zona de Inicio de Avalanchas
Castro, D. / Mery, J.-P. / Aravena, R. / Sanhueza, C.
53 ]
Enfoque multidimensional de la reconstrucción postdesastre de la vivienda social y el
hábitat en países en vías de desarrollo: estudios de casos en Cuba
Olivera, A. / González, G.
63 ]
Diseño, Construcción y Ensayo de una Estructura de Sección Mixta Madera LaminadaHormigón para su Uso en Puentes
Cárdenas, M. / Schanack, F. / Ramos, Ó. R.
76 ]
Modelo de evaluación técnica del desempeño del mantenimiento de pavimentos
flexibles
Vera, I. / Thenoux, G. / Solminihac, H. D. / Echaveguren, T.
89 ]
Aplicaciones de la administración integral de proyectos en la industria de la construcción.
Segunda parte, proyectos viales
Veas, L. / Pradena, M.
97 ]
Estabilización y manteniento de caminos no pavimentados sometidos a condiciones de
hielo-nieve en zona de montaña
Pradena, M. / Mery, J.-P. / Novoa, É.
108 ]
Estudio del efecto del ambiente marino-industrial en estructuras de hormigón armado
que poseen protección superficial de mortero con acrílico incorporado
Carvajal, A. M. / Jorquera, C.
116 ]
Sistema de control dimensional y de replanteo de alta precisión de elementos prefabricados
singulares
Vea, F. J. / Pérez, J. / Pellicer, E. / Yepes, V.
126 ]
Titulados
Diseño y construcción
de muro Berlinés para
estacionamiento subterráneo
de grandes dimensiones
Design and construction
of an anchored soldier
pile wall for a large
underground car park
Autores
VILLALOBOS, F. A.
Civil Engineering Department
Catholic University of Concepción, Alonso de Ribera 2850, Chile
[email protected]
ORÓSTEGUI, P. L.
Constructora Lancuyen Ltda.
Barros Arana 492, Of. 63, Concepción, Chile
[email protected]
4]
Fecha de recepción
14/09/2010
Fecha de aceptación
01/12/2010
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
Abstract
The geotechnical conditions of the soil
and the construction conditions of a
retaining wall for an underground twolevel car park project are described.
The project is located in Concepción’s
downtown, south of Chile. The excavation
support had to prevent any damage for
the Courts of Justice historic building
and surrounding buildings. These are
buildings between four and nine floors
and the Hites building is also classified
as a historical building. Also, any cutoff
of water, sewage, gas and electricity
had to be avoided. The solution adopted
was an anchored soldier pile wall of 8 m
depth around the excavation, where the
soldier piles (H section steel piles) were
driven into semi dense silty sand. Two
lines of anchors were designed vertically
and horizontally separated by 3 m and
3.2 m respectively. The design loads for
the anchors ranged between 300 and
560 kN respectively. The installation and
placement of anchors was studied in
order not to disturb the different stages
of construction. The project included
3596 m 2 of anchored soldier pile wall
with 314 post-stressed anchors and
300 soldier piles totalling 3200 m. It is
concluded that the temporary excavation
support solution adopted performed
properly to the high demands set, since
no important deformations were noted
in the building of Courts of Justice, in the
surrounding buildings or in the services of
drinking water, power, gas or electricity.
The city of Concepción was severely
struck by an 8.8 moment magnitude
earthquake on the 27th February 2010.
The construction of the underground car
park was just ready when the earthquake
occurred. No damage was observed in
the car park due to the seismic event.
It is believed that the buried soldier pile
wall reduced the seismic loads acting on
the underground car park structure since
no evidence of damage exists after the
very big earthquake.
Keywords: Anchored soldier pile wall, silty sandy soil, excavation support construction
sequence.
Resumen
Se describen las condiciones geotécnicas
del suelo y las condiciones constructivas
de una estructura de contención para
un proyecto de estacionamientos subterráneos de dos niveles. El proyecto está
ubicado en el centro de la ciudad de
Concepción, en el sur de Chile. La entibación tuvo que impedir deformaciones
perjudiciales para el edificio histórico
de los Tribunales de Justicia y también
de otros edificios circundantes. Estos
edificios tienen alturas que varían entre
cuatro y nueve pisos y el edificio Hites
también está clasificado como edificio
histórico. Se debe evitar cualquier interrupción de los servicios de agua potable, alcantarillado, gas y electricidad. Se
adoptó como solución de contención un
muro tipo Berlinés anclado de 8 m de
profundidad, compuesto por perfiles H
hincados en arena limosa semidensa.
Se utilizaron dos líneas de anclajes separados horizontalmente 3.2 m y verticalmente 3.0 m, cuya carga varió entre
300 y 560 kN, respectivamente. El emplazamiento de los anclajes se estudió
con la finalidad de facilitar la ejecución
de las diferentes etapas constructivas
del proyecto. Este contempló 3.596 m 2
de muro Berlinés anclado con 314 anclajes postensados y 300 perfiles H totalizando 3.200 m lineales. Se concluye
que la solución de entibación temporal
adoptada respondió adecuadamente a
las altas exigencias impuestas, dado que
no se observaron durante la construcción deformaciones importantes ni en
los Tribunales ni en los edificios circundantes ni en los servicios de agua, luz,
gas ni electricidad. La ciudad de Concepción fue severamente golpeada por
un terremoto de magnitud de momento
de 8.8 el 27 de febrero de 2010. La
construcción del estacionamiento subterráneo estaba justo concluida cuando
el terremoto ocurrió. No se observaron
daños en el estacionamiento debido al
sismo. Es posible que la entibación ya
enterrada pueda haber reducido las solicitaciones sísmicas que actuaron sobre
la estructura de los estacionamientos
subterráneos dado que no hay evidencia
de existencia de daños después de este
gran terremoto.
Palabras clave: muro Berlinés anclado, suelo areno limoso, secuencia constructiva
de entibaciones.
páginas: 4 - 17
]
Villalobos, F. A. - Oróstegui, P. L.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[5
Introduction
Big cities are suffering worldwide the lack of space.
Therefore, it results logical the use of basements
since land prices are high and architectural as well
as engineering conditions may lead to the use of
underground space. Construction of large undergrounds
is not trivial, on the contrary, they become a great
challenge for the excavation stability and consequently
for the stability of the surrounding constructions. This
is more relevant under the presence of busy streets,
important monuments and buildings. There are different
construction techniques to hold excavation safely. These
techniques depend mostly on the type of soil, the
excavation height and adjacent structures.
This paper analyses a particular type of excavation
support used in a project of an underground car park in
the centre of Concepción. The city of Concepción is the
capital of the Bío Bío region and is located in the south
of Chile. During the last decade Concepción has had
a considerable growth in the construction of housing
developments, office buildings but also underground car
parks, shopping centres and transport infrastructure. To
sustain excavations in these projects it has been widely
used a technique known as Soldier Pile Wall (SPW). SPWs
are anchored because of the advantage of allowing free
movement within an excavation unlike the use of struts
or other shoring methods, which can take significant
space inside the construction area.
An anchored SPW is a continuous and temporal support,
whose design considers the geotechnical soil conditions,
adjacent structures and excavation geometry, namely
depth and width. The construction technique consists
in driving steel H section profiles (soldier piles) into
the soil before digging, with distances between them
to be calculated. The H sections are also calculated
with and without anchors, according to the excavation
depth (construction sequence), to resist the lateral earth
pressures and to control horizontal displacements. The
distance between soldier piles ranges usually from 1.2 m
and 3 m, 1.6 m being the most common in Concepción.
This distance is also part of the excavation support
calculations and the above values are a standard range
of distances normally used.
Once the soldier piles are driven into the ground,
down to the designed depth, forming a line or a
curve, the excavation starts and timber laggings are
inserted horizontally between the flanges of the H
section soldier piles. In an excavation, for example 10 m
wide and 3 m deep, it is highly likely that deformation
calculations result in large horizontal movements of the
soil, particularly close to the surface. This is due to the
inherent flexibility of this type of support system, even
6]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
with relatively rigid H sections, they are not stiff enough
to control horizontal displacements. Anchors can be
incorporated in SPWs to solve this problem, which
is not related to stability nor to the capacity to hold
the excavation, but to reduce soil deformations. Soil
deformations are caused by a change of stresses owing
to the excavation. The stresses are applied towards the
excavation which may result in significant horizontal
displacements if the excavation is not protected by an
adequate support. As a consequence, any structure
adjacent to the excavation can suffer damage such as
fissures, cracks or more serious such a dislocation due
to relative settlements leading to shear and moment
failure of structural elements.
Anchored SPW are not recommended when the water
table is high (EAB 2008). Ideally the water table should
be below the SPW. However, it is possible to accept the
presence of certain level of ground water when it is
withdrawn with for example well points, but controlling
possible transport of sediments. Attention should be
paid in case of uncontrolled lowering of the water table,
since it can induce undesirable relative settlements in
the adjacent structures under the presence of soil layers
which can suffer consolidation, such as soft clays or
highly plastic soft silts or transport of fine particles which
can also induce settlements.
SPWs provide enough space between timber laggings to
allow the flow of ground water. In case gaps between
timbers do not let pass easily the ground water, drains
should be installed perforating holes in the timbers.
The idea is to avoid any build up of pore water pressure
behind the SPW, which could add hydrostatic or
hydrodynamic lateral pressure and as a result undesirable
deformations. In Concepción is customary to use well
points to lower the water table in case of seepage
behind the SPW. This avoids flooding and the transport
of soil to the excavation.
An appropriate design of retaining structures depends
significantly on the knowledge of the local geology and
the geotechnical properties of the ground. Therefore, it is
a key point to perform geotechnical studies as complete
as possible, which can provide reliable values of the
geotechnical properties of the soils to be dug, the soils
below the excavation and the soils to be sustained.
This article describes and analyses the current design
and construction practice of anchored SPWs, where
relevant structural, geotechnical and construction issues
are considered. This analysis is later on applied to the
complex project of underground car park under the
Tribunals. The underground car park was open only a
few days before the earthquake on 27th February 2010.
This earthquake of 8.8 moment magnitude was an
Villalobos, F. A. - Oróstegui, P. L.
[
páginas: 4 - 17
enormous test for the project. This work is pertinent and
necessary since it covers aspects of temporal retaining
structures, which are scarce in technical publications.
field investigations of strain and stress measurements
around walls for different soils, recommend parabolic,
triangular and rectangular pressure distributions or a
combination of them.
Static loading conditions on SPW
In addition to earth lateral pressures, dead and live loads
can act as constant or variable loads. The EAB (2008)
recommendations consider a uniform distributed load
over the surface of 10 kPa, representing the effect
of live loads on the pavement and street (Figure 1).
It is important to highlight that the SPW calculation
procedure follows the construction sequence. From
the calculation results a SPW without anchors will be
safe only a few metres. Figure 2 shows an example of
an excavation construction sequence where it can be
seen that to keep digging, the installation of a row of
anchors or struts at the bottom of the initial excavation
will be necessary. Once these anchors or struts are under
tension, it is possible to continue with the excavation the
next calculated couple of metres and then performing
the installation of a second row of anchors or struts if
the excavation continues another couple of metres and
so on. EAB (2008) suggests that if the height from the
bottom of the future excavation to the support line
is h, then the anchors or struts should be installed at
h/3 from the bottom of the current excavation, leaving
obviously a distance of 2h/3 between the current and
future excavation (see Figure 1).
SPWs are considered flexible retaining structures,
even if the soils being retained are very dense or
overconsolidated or with high stiffness. Consequently,
the lateral earth pressure on a SPW has very little chance
to be at rest, since soil deformations are highly likely to
occur, which obviously means that the soil is not at rest.
A mobilised condition should be assumed between the
at rest condition and the active lateral earth pressure
condition. Sowers (1979) proposed that an active lateral
earth pressure develops when the maximum horizontal
displacement uhmax on top of a rigid wall of height h is
uhmax ≥ 0.002h in loose granular soils and uhmax ≥ 0.0005h
in dense granular soils. In the case of anchored flexible
walls, the estimation of any lateral earth pressure will
depend strongly on the anchor pre-stressed loads.
Active pressures apply behind the wall from the top to
the bottom level of the excavation. Below the excavation
level passive pressures apply in front of the wall from
the bottom level of the excavation to the end tip of the
H section piles. Passive pressures develop for maximum
horizontal displacements uhmax an order of magnitude
less than that for active pressures; uhmax ≥ 0.01h in loose
granular soils and uhmax ≥ 0.005h in dense granular soils
(Sowers 1979). The active and passive lateral earth
pressures can be calculated using the theories of Rankine
and Coulomb. Both theories of plastic equilibrium assume
a homogeneous soils and a Coulomb failure criterion,
which is not always applicable to heterogeneous and
anisotropic soils, let alone to flexible walls. Norms and
codes based mostly on results from laboratory and
Force equilibrium analysis
In the force equilibrium analysis all the loads which can
act on the retaining structure are included, namely earth
and water pressure, as well as dead loads of surrounding
buildings, live loads of streets and possible earthquakes.
Horizontal forces equilibrium within the height of the
excavation is considered for the excavation support
Figure 1 Excavation limit before
installing anchors or struts (EAB
2008)
páginas: 4 - 17
]
Villalobos, F. A. - Oróstegui, P. L.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[7
design using a SPW. The interaction between the soil
and the wall (soil under passive pressure) has to resist
the active pressures coming through the soil behind.
As a result of the horizontal force equilibrium analysis
plus moment equilibrium analysis, the embedding
depth of the H section soldier piles is to be determined
too (see Figures 3 and 4). In the following sections it
will be indicated that the force equilibrium analysis is
performed using a software due to the complexity of
the problem.
The tribunals excavation support project
The car park project under the Justice Tribunals of
Concepción was a great challenge not only for the
large excavation and following construction, but
also because of the central location, in the middle of
the city. The Tribunals architecture and location are
emblematic, the building has a quarter circle shape
and is a reinforced concrete structure with masonry
confined shear walls which also can be considered as
structural elements (Figure 5). Moreover, buildings of
4 to 6 floors and one of 12 floors (fortunately on the
corner) are situated along two perpendicular streets
close to the Tribunals and on the edge of the parking
limits (Figures 11 and 12).
Soil mechanics data
The soil encountered in the project area corresponds
mainly to silty sands SM with no plastic fines. The
geotechnical properties assumed in the project are
shown in Table 1, where h represent the depth range
for each layer, γ and γ’ are the humid and submerged
unit weight, Gs is the solid particle specific gravity, φ’cr
and φ’max are the constant volume (or critical state) and
maximum effective angles of internal friction, DR is the
relative density, c is the cohesion and (N1)60 is standard
penetration test blows number. The effective soil-wall
interface angle of friction δ’, was assumed as δ’/φ’ =
2/3 for the active and passive side. The coefficient of
permeability was estimated in the order of 10-5 m/s using
the Hazen expression. The data shown in Table 1 was
the input for the analyses presented later on.
Figure 3 Retaining structure without lateral support:
(a) initial excavation, (b) forces and distribution of
active and passive lateral pressures and (c) bending
moments diagram (EAB 2008)
Figure 2 The use of supports in the construction
sequence of an excavation
a)
b)
c)
Figure 4 Retaining structure with double lateral
support: (a) final excavation, (b) forces and active and
passive lateral pressures and (c) bending moments
diagram (EAB 2008)
a)
8]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Villalobos, F. A. - Oróstegui, P. L.
[
b)
páginas: 4 - 17
c)
Figure 5 Curved anchored soldier pile wall supporting the Tribunals
(December 2008)
Table 1 Values of the soil parameters
h
m
γ
kN/m3
γ’
kN/m3
Gs
φ’cr
φ’max
DR
%
ckPa
(N1)60
Fill
0-2
17.5
7.5
2.6
30
30
45
0
15
SM
2-7
17.5
7.5
2.8
33
34
60
0
18
SM
7-16
20.7
10.7
2.8
34
37
82
0
36
Soil
In practice the parameters related to the soil shear
resistance are based on laboratory tests of samples
taken from boreholes, but in Chile is quite often to
estimate soil geomechanical properties from results of
Standard Penetration Test (SPT). The SPT is not actually
a standard test since the energy applied during the test
varies depending on the equipment. An automatic SPT
loses less energy and gives more consistent results than
a manual operated SPT (Reading et al., 2010). Although
in Chile manual equipments are mostly used, there are
also other effects related to the intrinsic methodology
of the test. The repetitive impacts or blows imposed
páginas: 4 - 17
]
to the soil until a sampler drops 450 mm obviously
perturb and change the initial soil properties. Moreover,
the angle of friction φ’ is estimated from correlations
involving the number of blows (N1)60, which are averaged
results with large scatter generally determined for
different soil conditions. Furthermore, the design of
retaining structures requires the geotechnical properties
of shallow deposits. However, soil mechanics studies
focus mainly on the design of building foundations,
hence concentrating on deeper soils, which are below
the excavation or the retaining structure. To improve
the quality and reliability of the input parameters in
Villalobos, F. A. - Oróstegui, P. L.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[9
excavation support analyses it is necessary to include
from the beginning of the project appropriate laboratory
and field studies.
On the one hand, it is not yet clear whether the
savings made when not complete or inappropriate soil
mechanics studies are performed results finally in over
designed retaining structures. This leads to spending
more resources than the money supposedly was initially
saved. On the other hand, under designed retaining
structures can lead to the risk of failures.
Design procedure
The method of blocks proposed by Kranz (1953), allows
the calculation of retaining structures with anchors.
The block method is used for the determination of the
anchor length which results in the stability of the wall,
soil and anchor system. The block method originally
derived by Kranz (1953) for walls with only one anchor,
was later extended by Ranke and Ostermayer (1968)
for the case of more than one anchor. Figure 6a shows
that this method considers the static equilibrium of a
trapezoidal soil prism in the form of forces in a free
body diagram, which results in a polygon of force
vectors as shown in Figure 6b. The block or trapezoid
resistance against sliding, which is not possible to
cover with the soil shear strength, is supplied by the
anchor forces.
In addition to the 10 kPa general street overburden
at the surface, it was considered for edifications an
overburden of 12 kPa per floor. For the whole Tribunals an
overburden of 100 kPa was considered at the foundation
level, i.e. at a depth of 3 m (Lancuyen, 2008).
The seismic forces were estimated by the expressions
proposed by Okabe (1926) and Mononobe and Matsuo
(1929). The values of horizontal seismic acceleration
adopted are shown in Table 2. In the global stability
designs it was verified that in the static case the factor
of safety FS ≥ 1.5 and in the seismic case FS ≥ 1.1.
It is worth mentioning that vertical accelerations are not
considered, when they could become as important as the
horizontal ones (Villalobos, 2009). Evidence of this was
again observed in acceleration records of the 27F 2010
earthquake. Moreover, the values of ah are higher than
the normally adopted, this responds to the importance
of the buildings involved and their crowded location
as well as the longer exposure time of the buildings (6
months compared with 1 month in a smaller project). The
seismic accelerations were incorporated in the design of
each construction sequence, i.e. during excavation and
anchor distressing. Fortunately, the 27F 2010 earthquake
occurred when the car park was finished. Otherwise, it
is clear that the values shown in Table 2 are below at
least three times the acceleration values recorded in the
city of Concepción. After this enormous seismic event
the engineering and construction community should
rethink whether this excavation support technique under
this design procedures are plausible for excavations
surrounded by large buildings in the middle of the
centre of a big city.
It is believed that the soldier pile walls resting buried
between the soil and the car park walls may have
reduced the accelerations and hence the displacements
of the underground reinforced concrete structure. This
hypothesis requires further research. There was no
evidence of damage inside the car park and not serious
damage in any of the buildings around the car park.
Design of anchors
Figure 6 Force determination for the anchor A: (a)
forces acting on the soil block sliding and (b) polygon
of forces (EAB 2008)
Two rows of anchors were considered instead of struts.
The design of grouted postensioned anchors follows the
results obtained in the stability analyses undertaken for
Table 2 Horizontal accelerations used in the
soldier pile wall design
a)
10 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
Structure
ah/g
Tribunals
0.18
General edification
0.15
Street
0.12
b)
]
Villalobos, F. A. - Oróstegui, P. L.
[
páginas: 4 - 17
the project as part of the GGU-RETAIN (2008) computing
program outputs. From the GGU-RETAIN outputs, anchor
loads and the necessary anchor free length to guarantee
the SPW stability were obtained, as well as the length of
grouting and the number of cables in the anchor.
The anchor free length was determined following to the
stability analysis results. The free length has to comply
with the following requirements:
• Allowing the length of grouting outside the assumed
slip plane (Figure 7).
• In the presence of rock, it should be avoided to have
one part of the grouting length in the soil and the
other in the rock.
• The minimum length considered from the bearing
plate is 4.5 m for cable anchors.
where Ds is the mean diameter of the grouting length
section, L s is the grouting length and q s is limit unit
lateral friction acting along the grouted surface. To
determine the allowable loads a factor of safety equal
to 1.8 was used. From characteristic SPT values qs values
are estimated for the injected grouting (~300 kPa).
The mean diameter Ds can be determined multiplying
the perforation diameter Dd (0.15 m) by the injection
coefficient α, i.e. Ds = αDd. The coefficient α depends on
the type of injection, being IGU an Injection Global and
Unique and IRS an Injection Repetitive and Selective. A
value of α = 1.2 was used for an injection IGU.
The anchor allowable load Ta was determined using the
following expression,
Ta = n Ac fy / FS
(2)
The grouting length calculation is based on limit
equilibrium methods (EAB 2008). These methods require
parameters which are obtained from construction
companies specialised in grouting injections. These
parameters are defined from the perforation method
and type of injection, which are not easy to evaluate
theoretically and are determined from the drilling
company records. The values empirically determined
are associated to different type of soils and predefined
safety factors.
where n is the number of cables, A c is the area of
each cable, f y is the cable yield stress and the factor
of safety FS = 1.5. Table 3 resumes the cable technical
characteristics for the post-stressed anchors installed
in the project.
The method used in this project to determine the
grouting length was proposed by Bustamante (1986).
This method, regularly used in Chile, consists of
correlating the number of blows N in the SPT test with
the friction capacity of the analysed soil. The length
of grouting depends on the perforation diameter, the
type of grouting and the grouting injection method.
Assuming that the above variables are defined by the
specialised company, the following expression can be
used to estimate the limit tension of the anchor Tu,
To verify the design loads taken by the anchors, loading
tests were carried out in the first and in the second row.
The anchors had three steel cables as shown in Figure
8, and the properties shown in Table 3. The maximum
capacity was defined as the 90% of the steel yielding
load, resulting then in 635 kN. Figure 9 shows the results
of a test in the second row for an anchor with a grouting
length of 2.5 m. Initially increments were applied until
half of the maximum capacity (first loading stage). A
linear response is clearly observed and during unloading
there is an important recovery of the displacements.
Tu = π Ds Ls qs
The resulting anchor allowable load as a function of
the number of cables is shown in Table 4. Table 4 and
the values of To in Table 8 were used to determined the
necessary number of cables for each anchor.
(1)
Table 3 Anchor cable properties
(ASTM 416, GRADE 270)
Figure 7 Anchors outside and inside of the
slip plane (EAB 2008)
Parameter
Value
Cable diameter D, mm
Cable area Ac, mm
15.2
2
140
Yield stress fy, MPa
a)
b)
páginas: 4 - 17
]
1670
Characteristic ultimate load T, kN
250
Characteristic yield load Ty, kN
235
Villalobos, F. A. - Oróstegui, P. L.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 11
Table 4 Allowable load versus the number of cables
Nº of cables
Allowable load, kN
2
313
3
470
4
627
5
783
6
940
12 includes the first row of anchors at 3 m for a 6 m
excavation and Figure 13 the final two rows of anchors
at 5.5 m for a 8 m excavation.
Figure 8 Loading test set up in the second row of
anchors (December 2008)
A second loading stage or reloading is then applied until
the previous maximum load of around 325 kN is reached.
The response is again linear although slightly stiffer.
However, passing the 325 kN load this trend changes
smoothly towards a less stiff response and the loading
is halted when the stiffness suffers a clear reduction
for a deformation of 54 mm. A clear failure condition
was not possible to measure since a cable failure would
have occurred before mobilising the strength of the
grouting length. Assuming the value of 635 kN as the
anchor maximum capacity, corresponds to a dense sand
according to the curves of Ostermayer (1974).
The phenomenon of creep was not observed in any of
the loading steps tested for displacements up to 54 mm
and time up to 15 minutes (Figure 10).
It is customary the use of metallic channels to transfer
loads directly from the anchor to the H section soldier
piles. These pieces, known as walings, form a beam
made from a pair of back to back C sections with
spacing for the anchor cables. This beam is turned
perpendicular to the inclination angle of the anchor as
can be seen in Figure 8.
Figure 9 Load displacement curve determined
in an anchor loading test
Stability Analysis Following
the Construction Sequence
Figures 11, 12 and 13 depict the excavation depth,
the soil layers, the water table level, the foundation
of the neighbour Tribunals building and the resulting
distributions of lateral pressure, moment, shear and
axial load and deformation. To diminish initial top
deformations of the SPW a slope of 1 m high and 45º
inclination was considered. Two horizontal dashed and
dotted lines in front of the SPW represent the positions
of the reinforced concrete slabs of the final car park. It
is worth pointing out that Figures 11, 12 and 13 should
be observed as a construction sequence, where Figure
11 represents 3 m excavation without anchors, Figure
12 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Villalobos, F. A. - Oróstegui, P. L.
[
páginas: 4 - 17
Figure 10 Results from creep tests for second loading stage
Figure 11 Excavation stability analysis without anchors next to the Tribunals
páginas: 4 - 17
]
Villalobos, F. A. - Oróstegui, P. L.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 13
Figure 12 Excavation stability analysis with the first row of anchors next to the Tribunals
Figure 13 Excavation stability analysis with second row of anchors next to the Tribunals
14 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Villalobos, F. A. - Oróstegui, P. L.
[
páginas: 4 - 17
The outputs shown in Figures 11, 12 and 13 have
been obtained using the computational program GGURETAIN (2008). The use of this type of program eases
enormously calculations and hence analyses, otherwise
it would be very complicated to deal with so many
variables and different stages of construction.
The soldier pile adopted in the design in front of the
Tribunals was a W360x39 kg steel profile, with the
following characteristics: b = 12.8 cm, E = 21 MN/cm2,
I = 10231 cm4, h = 35.53 cm and A = 49.6 cm2, where
E is the steel young modulus, I is the inertial moment
and b, h and A are the section width, height and area,
respectively. For each different loading condition, i.e.
in front of each building and street, a similar analysis
was performed.
It can be noted that in the results shown in Figures 11
and 12 the water table level is initially at -6 m on both
sides of the SPW and in Figure 13, the water table level
drops to -7.5 in the excavation due to dewatering on
both sides. This water table lowering does not consider
the possible effects of hydrodynamics pressures behind
the SPW caused by transient flow. It is recommended
to study further this effect since it is not clear whether
this simplification may have consequences or not on the
stability of the SPW tip.
Table 5 resumes the project anchor design. Each row in
the table corresponds to a zone with these two anchors,
To is the anchor resistance obtained from GGU-RETAIN
program multiplied by the horizontal distance between
anchors (3.2 m) resulting in the allowable load of the
anchor, L is the total anchor length, β is the anchor
angle of inclination respect to the horizontal axis and Df
is the building foundation depth next to the anchored
SPW. The free length adopted for all the anchors was
4.5 m. Figure 14 shows the plan view of the SPW and
the location of the anchors.
There is a higher density of anchors under certain zones
of the Tribunals and under other buildings. In some areas
under the Tribunals there are anchors passing under
other anchors. Construction of these types of anchors
has not only avoided touching the Tribunals foundations,
but also has not touched other anchors. Figure 15 shows
the SPW with two rows of anchors with the inclined
walings. Also, it can be seen the well point system at
the toe of the SPW.
Discussions and Conclusions
Since no important disturbance was observed in terms
of cracks or damage of neighbouring structures, it is
concluded that the anchored soldier pile wall offered an
páginas: 4 - 17
]
Table 5 Anchor design using program
GGU-RETAIN (Lancuyen 2008)
L
m
Ls
m
β
º
buildings
350
280
12.5
8.5
8
4
30
25
Fiscalía,
Tucapel St
0
410
300
12
8.5
7.5
4
40
30
Hites
5
370
480
12.5
11
8
6.5
30
25
Entrances
INP
450
325
11.5
9
7
4.5
45
35
INP
5
350
330
12.5
9
8
4.5
30
25
Tribunals
3
330
520
13
12.5
8.5
8
30
25
Tribunals
3
400
300
12.5
8.5
8
4
35
25
Tribunals
5.5
370
480
12.5
11
8
8.5
30
25
Barros Arana St
1.5
To kN
Df
m
1.5
adequate solution for the support excavation required
for the construction of a large underground car park.
However, it is believed that during the car park
construction the anchored soldier pile wall may have
not been able to resist adequately the inertial forces
imposed by the earthquake on 27th February 2010. As a
consequence, large displacements of the soldier pile wall
may have occurred owing to strong seismic lateral and
vertical earth pressures, inducing serious damage to the
buildings been supported. It is suggested that a better
solution is to build a diaphragm wall instead of a soldier
pile wall. Diaphragm walls are much stiffer, becoming
the final walls of the structure, and therefore can offer
a better response under strong seismic loads.
The car park project contemplated 3596 m2 of anchored
SPW with 314 postensioned anchors totalling 3784 m
under loads between 300 kN and 560 kN and 300 H
section soldier piles totalling 3200 m. Once the definitive
parking foundations, walls and slabs are built and can
resist the lateral pressures, anchors are distressed and
the SPW lies buried with the H section piles and the
timber laggings, except the walings which can be
recovered. The final reinforced concrete walls and slabs
stay in contact with the H piles of the SPW, assuring
Villalobos, F. A. - Oróstegui, P. L.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 15
Figure 14 Plan view of the parking project showing position of anchors (Lancuyen 2008)
Figure 15 View of the excavation for the underground parking, showing SPW
and well points (December 2008).
16 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Villalobos, F. A. - Oróstegui, P. L.
[
páginas: 4 - 17
the transfer of loading from the retaining structure to
the new and definitive structure. It is believed that the
buried SPW may reduce the seismic loads, since no major
fissures or crack were observed after an 8.8 moment
magnitude earthquake. To verify this hypothesis further
research contemplating acceleration and displacement
monitoring is needed.
1.
2.
3.
However, some questions may arise in terms of the
integrity of the timber laggings and steel H piles with
time. Above the water table it might be possible the
decomposition of the wood and rusting of the steel,
which could induce future soil displacements with
associated settlements. Therefore, it is suggested the
continuous study by monitoring any soil displacement
that may occur behind the timbers and possible
settlements of neighbouring buildings.
References
7.
Bustamante, M. 1986. Un método para el cálculo de
los anclajes y de los micropilotes inyectados. Boletín
de la Sociedad Española de Mecánica del Suelo y
Cimentaciones, nº 81-82
Okabe, S. 1926. General theory of earth pressures.
Journal of the Japanese Society of Civil Engineering, Vol.
12, No 1
8.
Ostermayer, H. 1974. Construction carrying behaviour and
creep characteristics of ground anchors. ICE Conference
on Diaphragm Walls and Anchorages, London
EAB 2008. Recommendations on Excavations. Deutsche
Gesellschaft für Geotechnick e.V., 2nd edition. Ernst &
Sohn
9.
Ranke, A.H und Ostermayer, H. 1968. Beitrag zur
Stabilitätsuntersuchung
mehrfach
verankerter
Baugrubenumschliessungen. Die Bautechnick 45, No 10,
341
GGU-RETAIN 2008. Analysis and design of sheet pile
walls, soldier pile walls and in-situ concrete walls to EAB.
GGU Zentrale Verwaltung mbH, Braunschweig
4.
Kranz, E. 1953. Über die Verankerung von Spundwänden.
Berlin: Ernst & Sohn
10. Reading, P., Lovell, J., Spires, K. and Powell, J. (2010). The
implications of the measurement of energy ratio (Er) for
the Standard Penetration Test. Ground Engineering 43,
No 5, 28-31
5.
Lancuyen (2008). Proyecto estacionamientos subterráneos
plaza Tribunales. Entibación anclada. Informe interno,
Concepción
11. Sowers, G.F. 1979. Introductory Soil Mechanics and
Foundations: Geotechnical Engineering. Fourth edition,
MacMillan, New York
6.
Mononobe, N. & Matsuo, H. 1929. On the determination
of earth pressures during earthquakes. Proceedings,
World Engineering Congress
12. Villalobos, F.A. 2009. Soil Dynamics. UCSC, Concepción
(in Spanish)
páginas: 4 - 17
]
Villalobos, F. A. - Oróstegui, P. L.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 17
Impactos de vehículos a baja
velocidad sobre estructuras
de edificación: revisión de
la normativa relacionada
Low-speed vehicle
impact against building
structures: a review of
relevant codes
Autores
FERRER, B.
IVORRA, S., IRLES, R.
Departamento de Ingeniería de la Construcción
Obras Públicas e Infraestructura Urbana
Universidad de Alicante
Apartado de Correos 99, 03080 - Alicante, España
E-mail: [email protected]
18 ]
Fecha de recepción
13/08/2010
Fecha de aceptación
01/12/2010
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
Abstract
The new building codes tend to include
vehicle impacts as part of the accidental
actions to be considered. Most of
these codes use equivalent static load
to represent the effects of the impact
against the structure. In this paper a
bibliographical review of the indications
is performed as provided by some of the
most representative buildings codes in
the world relating to impacts caused by
vehicles. In particular we will focus on
impacts caused by horizontal actions
on structures, like car crashes against
parking columns. We will show that the
indications provided by the different
standards studied are widely different
each other and that there is not a clearly
agreed procedure allowing the assessment
of the effects of a vehicle impact through
an equivalent static load.
Keywords: Building codes & standards, impact, car parks, equivalent static load.
Resumen
Los nuevos códigos de edificación tienden a incluir, entre las acciones accidentales a considerar, las debidas a
impactos de vehículos. La mayoría de
estos códigos utiliza una carga estática
equivalente para representar los efectos del impacto sobre la estructura.
En este artículo se hace una revisión
bibliográfica de las indicaciones dadas
por algunos de los códigos más representativos a nivel mundial, en cuanto
a impactos provocados por vehículos.
En concreto, se analizará el caso de
impactos que provocan acciones horizontales sobre la estructura, como
choques de vehículos contra pilares de
aparcamiento durante su recorrido por
el mismo. Se mostrará que las indicaciones dadas por las normas estudiadas
son muy divergentes y no existe una
regla o procedimiento consensuado
que permita evaluar las consecuencias
de un impacto a través de una carga
estática equivalente.
Palabras clave: Códigos y normas de edificación, impacto, aparcamientos, carga
estática equivalente.
páginas: 18 - 25
]
Ferrer, B. - Ivorra, S. - Irles, R.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 19
1. Introduction
Accidental actions due to vehicle impacts against building
structures are common and impose some actions for
which the overall structure is not designed, even if these
impacts are given at low speed. The consequences of
the impact may be insignificant or, conversely, it can
damage the structure, depending on the characteristics
of both the structure and the vehicle, its mass and
impact velocity.
The impact speed is an important parameter that is
ignored by some regulations. It is often thought that
impact occurs at high velocity, similar to the travelling
speed. However, just few moments before the crash, the
driver brakes, reducing the speed as much as possible
and the actual impact velocity is relatively low. Real crash
tests experiments done by some of the authors (Ferrer
et al., 2010) show that an impact at 20 km/h produces
great damage in the car (see Figure 1).. Moreover, this
velocity can be easily reached by a car in a parking with
long straight streets, not perceiving the driver a potential
risk. Therefore, in the study of the consequences of
impacts caused by vehicles on structures, it is worth to
analyze the low-speed impacts, meaning low speeds
those below 20 km/h. To such end, one must refer
to the building codes which establish the structural
requirements due to the impact.
Current trend in building structures is the incorporation
of dynamic action in the design of structures due to
vibrations, earthquakes, impacts or explosions. Most
regulations characterize the consequences of impacts
through an equivalent static load (ESL), either by
proposing a specific value for this load or indicating
a simplified calculation for its determination from the
main variables of the problem. Although the codes
have been extensively analyzed for high speed (Ghose,
2009), the specifications related with low velocity are
worse known.
We make here a critical and comparative study on
the indications given by some of the most relevant
regulations about building structures, assessing whether
the information given by each of the rules studied
is consistent. As we will see, the codes provide very
disperse information, thus making necessary a deeper
analysis of low-speed impacts and its consequences.
2. Review of regulations
As we said above, many building codes include some
considerations about accidental actions due to a car
crash against the structure. Here we present a review
of such regulations for some codes of interest:
2.1 European regulation
Eurocode 1: Actions on structures. Part 1-1: General
actions - Densities, self weight, imposed loads for
buildings (EC1 1-1, 2001).
In Annex B of this code, which is only informative, one
expression appears for the design of protective barriers
for car parks: the characteristic strength required to
withstand the impact of a vehicle can be calculated
through the expression:
Fc = 0.5 ⋅ m ⋅ v2 / (δc + δb)
Figura 1 (A) One of the real scale experiments done by the authors. (B) Final state of a
vehicle after impact under controlled conditions at a speed of 20 km/h.
(image from our own tests)
20 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Ferrer, B. - Ivorra, S. - Irles, R.
[
páginas: 18 - 25
(1)
where m is the vehicle mass (kg), v is the initial vehicle
speed (m/s) perpendicular to the barrier, δ c is the
deformation of vehicle (mm) and δb is the deformation
of the barrier (mm).
The code also includes orientative values for the
parameters in expression (1): v = 4.5 m/s = 16.2 km/h
and δc = 100 mm. If the vehicle mass is below 2500 kg
a value of m = 1500 kg should be used while for heavier
vehicles the real mass has to be used instead. For the case
of lighter cars and assuming non-deformable barriers, a
equivalent static force of 150 kN is obtained.
Eurocode 1: Actions on structures. Part 1-7: General
actions-Accidental actions (EC1 1-7, 2003).
This part of Eurocode is specifically devoted to accidental
actions and all other sections of the Eurocode regarding
impacts refer to this part. Moreover, it explicitly includes
garage parking, so its application to this study is
straightforward. In this document an impact is defined
as a process determined by the impact velocity of the
colliding object together with the mass distribution,
deformation behaviour and damping characteristics of
both the colliding object and the structure. The code
establishes the possibility to represent the action due to
the impact as a static force that causes the same effects
in the structure.
Two kinds of impacts are considered: soft impacts
refer to actions against structures designed to absorb
the impact energy by elastoplastic deformations of its
members. In these structures the equivalent static loads
can be tested both by the deformation capacity of the
structure and the yield limit of material. Hard impacts
refer to those in which the impact energy is dissipated
mainly in the colliding object. For this kind of impact this
code proposes an equivalent static load that depends
on the type of vehicle and the velocity of the impact. In
addition, the norm discriminates between the direction
of the travel and the direction perpendicular to it,
proposing different loads in each case and indicating
that it should not be considered simultaneously. This
classification of the impacts already exists in previous
documents regarding concrete structures (CEB, 1988).
For vehicle impacts on structures (hard impact) the code
gives values for the equivalent static load depending
on the type of road (with speed limits) and the type of
vehicle. In the case of car parking located in buildings,
and designed for cars with a maximum speed of 20
km/h the proposed values of equivalent static loads are
in the range from 50 kN to 100 kN in the direction of
movement of the road, being 50 kN the recommended
value. For the direction perpendicular to the road the
proposed values range from 25 kN to 50 kN, with a
recommended value of 25 kN.
Figura 2 (A) Placement of the equivalent static loads according to (EC1 1-7, 2003), (B). Typical
constructive arrangement (plain view) of a parking located in building, which shows the direction
of the circulation in the same direction of lower inertia of the column sections
páginas: 18 - 25
]
Ferrer, B. - Ivorra, S. - Irles, R.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 21
In addition, these loads are applied on a rectangular
area of 0.25 × 1.5 m (w × h) or the total width of the
target element if less. The centre of this area should be
located at 0.6 m above the running surface for vertical
elements (Fig. 2A).
On the other hand, one must bear in mind that it is
quite common that the pillars of a parking are with
rectangular shape in order to increase the usable area
of the parking without decreasing the column section.
In these cases the direction parallel to the path coincides
with the axis with lower inertia of the column section
(Fig. 2B) and consequently we are in the worst condition
regarding an impact.
In Annex C (informative) of this code a simplified
procedure for dynamic calculation of the problem is
proposed. In the case of hard impact and assuming
that the impacting object deforms linearly during the
impact phase, the following expression is proposed for
determining the maximum force of interaction:
Fmax = v √ k ⋅ m
(2)
where k is the equivalent stiffness of the colliding object
(i.e. the ratio between force and total deformation).
Theoretical value of k=300 kN/m is also provided in
this Annex.
Eurocode 1: Basis of design and actions on structures.
Part 2-7: Accidental actions due to impact and explosions
(EC1 2-7, 1998).
In this section of the code, the impact process is defined
as determined by the mass distribution, the initial velocity
of the colliding object and the deformation behaviours
and damping characteristics of both the projectile and
the structure.
For the specific case of impacts against vertical structural
elements, horizontal design loads are specified for
different type of roads. For car parks located in
buildings such loads are 40 kN in the direction of road
and 25 kN in the perpendicular direction, not acting
simultaneously.
Moreover, in Annex A, which is only informative, an
alternative view for the advanced study of the impact
consequences is offered. In this document the indications
for maximum force developed during impact exactly
match those given in Annex C of Part 1.7 of Eurocode
1, which have been already described and discussed
earlier in this document.
22 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
2.2 American regulation
Up to our knowledge, American regulation is disperse
and includes few references in this regard:
The American Institute of Steel Construction, Inc.
issues the “Code for the standardization of the metal
structures in buildings and bridges” (AISC 303, 2005)
which does not take into account the loads due to
such impacts. In addition, this agency issues the
“Specification for structural steel buildings” (AINSI/
AISC 360-05, 2005) that replaces the traditional “Load
and Resistance Factor Design” (LRFD, 1995) and refers to
the document “Minimum design loads for building and
other structures” (ASCE/SEI 7-05, 2006) for designing
loads. This last document reports a value of 26.7 kN for
the horizontal load that must withstand a protective
barrier of a car park.
The American Concrete Institute includes the standard
“Analysis and Design of Reinforced and PrestresedConcrete Guideway Structures” (ACI 358.1-R92, 1992)
which proposes an equivalent static load of 1000 kN
to simulate the effect of an impact in a high speed
way and high-mass vehicles. Consequently, this value
is hardly comparable to those mentioned in this study.
Another code that can be found within this body is the
“Building Code Requirements for Structural Concrete
and Commentary” (ACI 318S-05, 2005), indicating that
the impact loads should be considered in the design
without giving any further detail. Finally, it is very
likely that the ACI 370R “Guidelines for the design of
concrete structures for blast effects” (ACI 370R) which
is under development will incorporate information on
this issue.
The International Code Council publishes the
“International Building Code” (IBC, 2009), which deals
about “Structural Design”, indicates that barriers in car
parks should be designed to withstand a single load
of 26.7 kN applied horizontally over the barrier. This
load is the same of that stated in the standard ASCE /
SEI 7-05 (ASCE/SEI 7-05, 2006). Moreover, in the IBC
section 1607.8 it is specified that the designer must take
into account the loads due to impact on the structural
design, but no details are provided in case of impact
due to collision of a vehicle.
2.3 German regulation
The standard DIN 1055-9:2003-08 “Actions on
structures. Accidental actions “(DIN 1055-9: 2003) sets
a horizontal load to represent different types of impacts
Ferrer, B. - Ivorra, S. - Irles, R.
[
páginas: 18 - 25
caused by vehicles, depending on the type of street or
place where the impact occurs and in some cases it
differentiates between different masses and velocities
of the impacting vehicle.
Specifically, for parking, it differs depending on the mass
of the vehicle for which they were designed: for vehicles
with a mass of less than 2.5 tonnes, the equivalent static
load in the direction of the road is 40 kN, while for a
greater mass this load is 100 kN.
2.4 British regulation
The Standard BS6399-1:1996 “Loading for buildings.
Part 1: Code of practice for dead and imposed loads”
(BS 6399-1:1996, 2002) gives exactly the same
recommendation that appears in Eurocode 1, Part 1-1
(EC1-1-1, 2001), which has been early discussed.
2.5 Spanish regulation
Actions due to impact are listed in the “Technical Building
Code” (CTE, 2006), in paragraph 4.3.2. of its document
“Loading for Buildings”. The indications given in this
document are consistent with those included in Part 1.7
of Eurocode 1, described earlier in this document.
However, in this case there is a significant difference
between these two codes: while the part 1.7 of Eurocode
1 limits the maximum vehicle speed to determine the
type of road involved and the range of values for the
equivalent static load, Spanish rule limits the maximum
mass of the vehicle for which a parking was designed.
The reader should notice that during the impact there is
an important energy exchange between the vehicle and
the structure. The initial energy is the kinetic energy of the
vehicle before the impact, which depends quadratically
on the speed. Therefore it is more logical to limit the
speed of the impact instead that the vehicle mass.
3. Application to a case study
and comparison
Building codes presented in the previous section present
disperse results for many different cases. In order to
compare the consequences of an impact under each
code, we will consider their application to a particular
case.
Let us consider an impact caused by a vehicle with
a mass of 3000 kg at a speed of 20 km/h against a
páginas: 18 - 25
]
building structure located in a parking. We will focus
on the load to be applied in the direction of the road,
since it is greater than the load to be applied in the
direction perpendicular to the road as it is stated in all
studied regulations.
For this case, the ESL that the designer must consider is
166 kN according to Annex C of EC1 1-7 and Annex A
of EC1 2-7, but 100 kN according to DIN 1055-9:200308, 50 kN according to EC1 1-7 and CTE and 40 kN
according to EC1 2-7.
In case of the same impact occurs against a parking
barrier, instead of a building column, the application
of Annex B of Part 1.1 of EC1 and BS6399-1:1996,
gives a ESL of 308 kN, but ASCE/SEI 7-05 and IBC give
26.7 kN.
To have a wider view of the comparison between codes
regarding impact against structure, comparison of ESL
given by different codes related with structural impact
is done in Fig. 3 for different velocities and masses of
the car.
In the upper part of Fig. 3 the variation of ESL with
velocity is analyzed for 3 different car masses while,
in the lower part, the variation with mass is analyzed
for 3 different velocities. One must remember that the
indications given by Annex A of EC1 2-7 are coincident
with those given by Annex C of EC1 1-7, and therefore,
only this latest code is included on this comparison
analysis.
First remarkable result is that, in general, loads obtained
from Annex C of EC1 1-7 are significantly higher than
the rest for a velocity of 20 km/h or higher. Only for
10 km/h and a mass lower than 2000 kg, all the values
from the codes are in the same order. For a higher
velocity the loads from Annex C of EC1 1-7 quickly
disjoin the rest increasing it value, while the rest are
practically coincident. For a mass higher than 2000 kg
the values from DIN 1055-9 also increases and they are
similar to those from Annex C of EC1 1-7 for a velocity
of 10 km/h, but they keep lower for higher velocities.
The values from EC1 1-7 General, EC1 2-7 and CTE are
nearly coincident.
4. Conclusions
This study presents an analysis of the indications given
by the most relevant building regulations regarding to
how take into account the actions due to horizontal
impacts caused by vehicles in the design of a building
structure.
Ferrer, B. - Ivorra, S. - Irles, R.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 23
Figura 3 Variation of ESL with velocity and mass according to the studied codes concerning to impact against structures
First remarkable result is that there is a great disparity
in the results obtained from different codes. Specifically,
values from EC1 1-7 General, EC1 2-7 and CTE are in
the same order but those from Annex C of EC1 1-7
and DIN 1055-9 are higher. Only for very low velocity,
i.e. 10 km/h, and low mass of the car, i.e. lower than
2000 kg, all the codes give similar values. However,
velocities higher than 10 km/h are not rare in car parks
and for these velocities the ESL is not coherent in the
studied codes.
In summary, we have shown that there is a wide
dispersion between the values obtained for the
equivalent static load which represents a vehicle
impact. Our results make clear the existing confusion
regarding the characterization of an impact through
an equivalent static load thus showing the necessity of
some normalization work.
On the other hand, ESL values obtained from EC1 1-7
General, EC1 2-7 and CTE do not vary with mass and
velocity of the car, being these parameters essential
in the impact definition. Therefore, these values could
underestimate the ESL for velocities faster than 10 km/h,
which are very common in car parks.
The authors gratefully thanked the support received
from the Generalitat Valenciana, Conselleria d’Empresa,
Universitat i Ciència who granted this research through
the GVPRE/2008/192
24 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Acknowledge
Ferrer, B. - Ivorra, S. - Irles, R.
[
páginas: 18 - 25
References
1.
ACI Committee 318 (2005) “318S-05/318SR-05 Spanish
Edition Building Code Requirements for Structural
Concrete and Commentary”, American Concrete
Institute.
2.
ACI Committee 358 (1992) “Analysis and design
of reinforced and prestressed-concrete guideway
structures”, American Concrete Institute
3.
ACI Committee 370, “Guidelines for the Design of
Concrete Structures for Blast Effects”, American Concrete
Institute, under development
4.
AISC 303 (2005) “Code of Standard Practice for Steel
Buildings and Bridges”, American Institute of Steel
Construction, Inc., Chicago, Illinois
5.
AINSI/AISC 360-05 (2005) “Specification for structural
steel buildings”, American Institute of Steel Construction,
Inc., Chicago, Illinois
6.
ASCE/SEI 7-05 (2006), “Minimun Design Loads for
Buildings and Other Structures”, ASCE STANDARD,
American Society of Civil Engineers
7.
BS 6399-1:1996 (2002) “Loading for buildings. Part 1:
Code of practice for dead and imposed loads”, British
Standard.
8.
CEB (1988), “Concrete structures under impact
and impulsive loading”. Synthesis Report, Bulletin
d’Information Nº 187, Comité Euro-International du
Beton, Lausanne.
9.
CTE (2006). “Código Técnico de la Edificación”, Ministerio
de Vivienda, Spain (In Spanish).
10. DIN 1055-9 (2003). “Actions on structures - Part 9:
Accidental actions”, Deutsches Institut für Normung eV.
páginas: 18 - 25
]
11. EC1 1-1 (2001), “Eurocode 1: Actions on structures
– Part 1-1: General actions – Densities, self-weight,
imposed loads for buildings”. Final Draft prEN 1991-1-1,
Technical committee CEN/TC 250, European Committee
for Standardization.
12. EC1 1-7 (2003) “Eurocode 1: Actions on structures – Part
1-7: General actions – Accidental actions” Final Project
Team Draft [Stage 34], Draft prEN 1991-1-7, Technical
committee CEN/TC 250 European Committee for
Standardization.
13. EC1 2-7 (1998) “Eurocode 1: Actions on structures – Part
2-7: Accidental actions due to impact and explosions”
ENV 1991-2-7, Technical committee CEN/TC 250
European Committee for Standardization
14. Ferrer B., Ivorra S., Irles R., Mas D. (2010) “Real size
experiments of car crash against building column”,
Structures Under Shock and Impact XI, Wessex Institute
of Thecnology, UK, 231-241.
15. Ghose, A. (2009), “Strategies for the management
of bridges for vehicular impacts” Proceedings of the
Institution of Civil Engineers, Structures and Buildings,
162, 3-10
16. International Code Council, (2009) “International
Building Code”, International Code Council, Chapter 16,
paragraph 1607.7.3. See http://www2.iccsafe.org/states
/2009ICodes/Building/Building_Frameset.html for further
details. Accessed at 01/09/2009.
17. LRFD (1995), “Manual of Steel Construction: Load and
Resistance Factor Design”. American Institute of Steel
Construction, Chicago, Illinois.
18. Sherif El-Tawil, P.E., Asce, M., Severino, E., Fonseca, P.,
(2005) “Vehicle collision with Bridge Piers”. Journal of
Bridge Engineering, ASCE, p. 345-353
Ferrer, B. - Ivorra, S. - Irles, R.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 25
Earthquake resistance
of post-tensioned
soil-cement buildings
with low geometric
complexity
Resistencia sísmica
del suelo-cemento
postensado en
construcciones de baja
complejidad geométrica
Autores
BARROS, L. P.
Arquitecto Universidad de Chile
Director del Departamento de Arquitectura UTFSM
Departamento de Arquitectura UTFSM
e-mail: [email protected]
phone: 56 (0)32 2 65 41 06
fax: 56 (0)32 2654108
address: avda. España 1680
p.o. box: casilla 110-v
postcode: 2390123 Valparaíso - Chile
IMHOFF, F. A.
Arquitecto UTFSM, Investigación y desarrollo
Departamento de Arquitectura UTFSM
e-mail: [email protected]
phone: 56 (0)32 2 65 41 06
fax: 56 (0)32 2654108
address: avda. España 1680
p.o. box: casilla 110-v
postcode: 2390123 Valparaíso - Chile
26 ]
Fecha de recepción
27/08/2010
Fecha de aceptación
01/12/2010
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
Resumen
Este artículo presenta el desarrollo y
evaluación de un sistema constructivoestructural a base de tierra cruda, que
ofrece mejorar la sismorresistencia dentro de un rango aceptable (0.8g).
La investigación consistió en analizar y
elaborar en laboratorio un material llamado suelo-cemento. Luego se procedió
al desarrollo de un sistema constructivo
estructural a base de tapial en suelocemento postensado. A continuación
se fabricaron dos prototipos físicos escala 1:6 que fueron sometidos a ensayos de resistencia en el Laboratorio
de Construcción Sismorresistente del
Departamento de Obras Civiles UTFSM,
para evaluar su comportamiento frente
a solicitaciones sísmicas.
Los resultados muestran que los ensayos fueron satisfactorios, por cuanto
ambos modelos resistieron las simulaciones del terremoto de Kobe (0.8g)
a un 100% sin indicios de colapso. Se
piensa que este modelo podría ser aplicado en la construcción de obra nueva
de baja complejidad geométrica a la
luz del terremoto de febrero de 2010
en Chile.
Palabras claves: Construcción con tierra apisonada, suelo-cemento postensado,
tierra apisonada estabilizada.
Abstract
This article shows the research and
development of a structural-building
technique based on soil, which offers the
improvement of earthquake resistance
within an acceptable range (0.8g).
The so-called soil-cement material was
investigated and developed in laboratory.
Then, a building technique based on
rammed soil on post-tensioned soilcement was developed. Two physical
prototypes at a 1:6 scale were built,
that were subject to strength tests
in the Laboratory of the Civil Works
Department of the UTFSM to assess
their performance under seismic stress.
Test results were satisfactory, since both
models resisted Kobe earthquake (0.8g)
simulations with no signs of collapse. It is
thought that this model could be applied
in the construction of new buildings
with low geometric complexity after the
earthquake of February 2010 in Chile.
Key words: Rammed soil construction, post tensioned soil-cement, stabilized
rammed soil.
páginas: 26 - 38
]
Barros, L. P. - Imhoff, F. A.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 27
Introducción
El uso del suelo natural como material de construcción
ha sido usado desde tiempos inmemoriales. Las técnicas
de construcción con tierra datan de hace más de 9.000
años. En Turquestán fueron descubiertas viviendas en
tierra del período 8000-6000 a. C. (Pumpelly, 1908).
En Asiria fueron encontrados cimientos de tierra
apisonada que datan del 5000 a. C. Todas las culturas
antiguas utilizaron la tierra no solo en la construcción de
viviendas, sino también en fortalezas y obras religiosas
(Minke, 2008).
La tierra es el material de construcción con menor huella
ecológica y puede manipularse sin una capacitación
sofisticada de mano de obra, lo que implica que puede
ser aplicada básicamente para la solución de demandas
habitacionales.
Sin embargo, a pesar de sus características aislantes,
inerciales y resistentes, la tierra presenta limitaciones
en su aplicación. Su resistencia mecánica es reducida,
vulnerable a la humedad y se erosiona por acción
de agentes externos. Con el paso del tiempo ha
perdido credibilidad y se ha puesto en tela de juicio
sus propiedades mecánicas ante un sismo de gran
envergadura. Las construcciones de adobe, a nivel de
componentes, presentan problemas estructurales y de
estabilidad a consecuencia de la fragilidad en la unión
de los bloques y la poca resistencia a los esfuerzos de
flexión en el plano del muro. Un claro ejemplo de esto
se pudo ver el pasado 27 de febrero de 2010 con las
innumerables construcciones de adobe de la VI y VII
Región dañados por el terremoto 8,8 Richter.
En Chile, la consecuencia más importante es la exclusión
del adobe como sistema constructivo por la Ordenanza.
Lo anterior ha llevado a que el adobe tenga un uso
limitado en construcciones. Tal como lo menciona Gaete
(2010), “la ausencia de criterios o normativas nacionales
que regulen las construcciones que consideren la tierra
como material predominante y/o estructural limita su
uso” (p.1).
En la actualidad se observan cambios constructivos
importantes en la arquitectura en tierra. En cuanto al
material original, la tierra cruda, ha tenido cambios
que alteraron sus propiedades y sus posibilidades
tanto materiales como tecnológicas. Mediante la
estabilización con productos naturales o industriales,
y la compactación, se alteraron aspectos tales como
la durabilidad, las resistencias, las terminaciones y los
modos constructivos.
Los avances se originaron a partir del conocimiento
en profundidad del material y sus propiedades, con
28 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
importantes aportes desde la química, como también a
partir del estudio del comportamiento físico-mecánico,
estructural y de durabilidad de las construcciones en
tierra. Un ejemplo de innovación tecnológica es la
el bloque de tierra comprimida (BTC), con variedad
de diseños que son empleados principalmente en las
propuestas para el hábitat social en los países “en vías
de desarrollo”. La tierra apisonada también ha tenido
interesantes avances en sus diseños y aplicaciones.
Principalmente, en la sistematización del proceso
constructivo y en el diseño de equipamiento. En el
caso de los sistemas mixtos, aparecen prefabricaciones
de entramados, como la quincha peruana del Instituto
ININVI, con paneles livianos de madera y caña
entrelazada. En Chile, Cortés construye con un sistema
de quincha empleando estructuras metálicas, tierras y
cal (Rotandaro, 2007, p.350-351).
En este caso, la pertinencia del estudio bajo las condiciones
actuales de reconstrucción del valle central chileno, sitúa
el campo operacional en la brecha existente entre material
y sistema constructivo, adoptando una metodología de
desarrollo de prototipos para la formulación de un
sistema que mejora la sismorresistencia basado en suelocemento postensado.
En la primera parte de este artículo se expone una
revisión de literatura del suelo-cemento, posibles
aplicaciones y el estado del arte tanto en el desarrollo
de investigaciones pertinentes, así como también
ejemplos de proyectos de arquitectura y estudios de
casos de las condiciones locales para probar la hipótesis
de trabajo. Se realizó un reconocimiento y obtención
de muestras de distintos suelos de la V Región, los
cuales fueron analizados en Laboratorio de Mecánica
de Suelos de la UTFSM. Se eligió un tipo de suelo para
elaborar suelo-cemento y así determinar su dosificación
óptima. Se fabricaron probetas de suelo-cemento, las
cuales fueron ensayadas a compresión. En la segunda
parte del artículo se presenta el desarrollo y diseño
del sistema constructivo: tapial o tierra apisonada en
suelo-cemento postensado y la evaluación sísmica de
prototipos de viviendas de una planta, construidas bajo
este sistema.
Sistemas constructivos:
tapial y suelo-cemento
Este sistema normalmente llamado tapia o tapial en
Latinoamérica, fue utilizado antes de la llegada de los
conquistadores. Se tienen evidencias de construcciones
de tapias hace milenios en regiones tan distantes como
China, India, Egipto, Siria, Líbano, Bolivia y Perú. La
manifestación más potente se materializó en diversos
tramos de la Gran Muralla China que se edificaron
Barros, L. P. - Imhoff, F. A.
[
páginas: 26 - 38
entre el quinto y tercer siglo antes de nuestra era
(Houben, 2001).
La técnica de la tapia o tierra apisonada consiste en
rellenar un molde con capas de tierra húmeda de 10 a 15
cm compactando cada una de ellas con un pisón, e ir, de
este modo, formando las paredes de la construcción.
La tierra apisonada se utiliza hoy en muchos países.
Sistemas de moldajes más sofisticados y una compactación
de pisones neumáticos reducen los costos de mano de
obra significativamente y hacen de esta técnica una
opción relevante en países industrializados.
Esta tecnología mecanizada para ejecutar muros de tierra
apisonada, en relación a la construcción convencional
con ladrillos, no es solo una alternativa viable desde
el punto de vista ecológico, sino también económico,
especialmente en aquellos países donde por razones
climáticas no hay grandes requerimientos de aislamiento
térmico. En el sudoeste de los Estados Unidos y en
Australia existen empresas que ejecutan hace varios
años esta técnica de construcción (figs. 1-2).
De los sistemas constructivos en tierra (adobe, quincha,
tapial y ballon frame) se considera el adobe y el tapial
como estructurales. Hay diversas opiniones respecto de
cuál técnica constructiva tiene mejor comportamiento
estructural. Sin embargo, el ingeniero peruano Julio
Vargas (1993), especialista en construcción con tierra,
opina que: “vale la pena mencionar estudios de
resistencia de materiales realizados en años recientes,
que han demostrado que los muros de tapia soportan en
promedio un 40% más esfuerzos de compresión, tensión
y corte que aquellos edificados con base en mampostería
de adobe, los cuales, a pesar de su frecuente uso y
difusión en todo el mundo, llegan a desarrollar fallas
estructurales debido a la falta de homogeneidad entre
las piezas y el mortero que las une” (p. 507).
El suelo-cemento como alternativa
constructiva-estructural
En la actualidad, impulsadas por constantes investigaciones en el ámbito mundial, se registran interesantes
innovaciones tecnológicas respecto de las técnicas constructivas en tierra, caracterizadas por simplicidad, eficiencia, economía y bajo impacto ambiental. Entre ellas,
el suelo-cemento como insumo básico, destaca una de
las posibilidades del uso de la tierra para la construcción
de viviendas. El suelo-cemento es el conjunto de suelo
o tierra, cemento y agua, debidamente dosificados y
compactados. Su aplicación según diferentes técnicas
constructivas permiten la resolución de la envolvente
(muros y pisos) conformando elementos monolíticos,
mampostería de bloques o de ladrillos prensados y
entramados.
El suelo natural, siempre que reúna ciertas características
granulométricas, puede ser sometido al tratamiento
denominado “estabilización”. La adición de un agente
estabilizante, como el cemento, permite aprovechar
mejor sus cualidades y añadir otras que por sí solo no
posee. Este procedimiento de estabilización consiste en
extraer el suelo natural del terreno, pulverizarlo, agregarle una cantidad determinada y reducida de cemento,
adicionarle agua hasta el humedecimiento óptimo de
la mezcla y compactarlo razonablemente, con lo que
se obtiene una masa de gran resistencia al terminar
el endurecimiento. De esta manera se consigue que el
material soporte cargas de trabajo muy superiores a las
que podría resistir el suelo sin cemento, obteniéndose,
además, una buena durabilidad ante la acción de agentes atmosféricos.
En los laboratorios de materiales del Instituto de Ciencias
de la Construcción Eduardo Torroja (ICCET), en Madrid,
y del Centro Navapalos se realizaron una serie de análisis
Figuras 1-2 Casa e iglesia de suelo-cemento compactado construidas por Ramtec, Margaret River, Australia.
páginas: 26 - 38
]
Barros, L. P. - Imhoff, F. A.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 29
de la tierra con el objetivo de comprobar sus posibilidades y limitaciones como material constructivo.
Los científicos españoles Olarte y Guzmán (1993)
explican que el objetivo de estos ensayos estuvo
orientado a conocer las respuestas de algunas probetas fabricadas con tierra y otras con estabilizantes.
Las variables de análisis estuvieron orientadas a conocer el efecto del agua en los bloques de tierra así
como determinar su resistencia a esfuerzos mecánicos
(compresión).
El ensayo se realizó al séptimo día de fabricadas las
probetas. Las dimensiones de las probetas fueron de
10x14x30cm para los ensayos de compresión directa y
cilindros de 15cm de diámetro para ensayos de Proctor (compactación de tierra sin aditivos, con distintos
porcentajes de agua). Los valores alcanzados que se
muestran en la tabla 1 corresponden a la resistencia a
compresión de cada una de las probetas.
Con los datos de este ensayo se obtuvieron antecedentes importantes para saber el efecto de algunos
estabilizantes. Las probetas con menor resistencia
a la compresión fueron las probetas de Suelo-paja
(adobe: 7.25 kg/cm 2 ) y Suelo-cal (4% expuesto al
sol). Por el contrario, las probetas que resistieron un
mayor esfuerzo a la compresión fueron las de tierra
compactada (Proctor con 8% agua: 39.6 kgF/cm 2) y las
de suelo-cemento (10% cemento: 74 kgF/cm 2). Estos
ensayos permitieron concluir que el cemento como
estabilizante aumenta sobre un 50% la resistencia a
la compresión, en comparación a la tierra compactada
sin aditivos. Como comentan Olarte y Guzmán (1993):
“La mayor resistencia a la compresión de un bloque de
suelo-cemento correctamente curado alcanzó 85 kg/
cm 2. En cambio un bloque sin un buen curado tan solo
alcanzó los 35 kg/cm 2. Los bloques de suelo-cemento
poseen una gran resistencia a esfuerzos de compresión
y la degradación por efecto del agua es reducida. La
estabilización con cemento en construcciones de tapial, puede ser factible siempre y cuando se asegure
un correcto curado del muro” (p. 23).
Al mismo tiempo se pudo concluir que tanto la poca
cantidad como el exceso de agua inciden en la variación
de la resistencia de las probetas de tierra compactada.
Una tierra demasiado húmeda no puede ser compactada adecuadamente; se adhiere al pisón impidiendo
el trabajo y genera alteraciones o deformaciones en
los muros durante la etapa del secado. Sin embargo,
un material demasiado seco tampoco va a funcionar
aunque se compacte de modo correcto. Se necesita una
proporción de agua suficiente para activar las arcillas y
propiciar su acción aglutinante.
En comparación con técnicas en las que el barro se utiliza en un estado más húmedo, la técnica del tapial brinda
una retracción mucho más baja y una mayor resistencia.
La ventaja en relación a las técnicas de construcción con
adobe, es que los muros de tapial son monolíticos y por
ello tienen una mayor durabilidad.
Tabla 1 Resistencia a la compresión al
séptimo día de curado
Materiales
Resistencia a
la comprensión
(kg/cm2)
Suelo-paja (adobe-tradic.)
7.25
Suelo-cal (4%
cámara húmeda)
9.85
Suelo-cal (4% expuesto al sol)
2.9
Suelo-asfalto
74.0
Suelo-yeso
16.9
Proctor (4% de agua)
13.5
Proctor (8% de agua)
39.6
Proctor (12% de agua)
31.9
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
La elaboración del suelo-cemento se realizó en el Laboratorio de Mecánica de Suelos de la Universidad
Técnica Federico Santa María, y constó de las siguientes etapas: selección del suelo, extracción de muestras
e individualización, análisis de suelos en laboratorio
para determinar su humedad óptima y dosificación, y,
finalmente, la confección de probetas para comprobar
la resistencia requerida.
14.92
Suelo-cemento
30 ]
Testeo de resistencias del suelocemento en laboratorio chileno
]
Con el objetivo de elaborar suelo-cemento, y considerando que no todos los suelos son apropiados para
ello, se procedió a recorrer distintas zonas de la región
observando suelos disponibles. Se realizó una previa
selección visual y se extrajeron distintas muestras,
descartando aquellas con exceso de material orgánico, consideradas como inadecuadas. Se extrajeron 6
distintos tipos de suelos, los cuales se analizaron en
laboratorio.
Barros, L. P. - Imhoff, F. A.
[
páginas: 26 - 38
El suelo adecuado para ser estabilizado con cemento
es el que da una resistencia elevada y se contrae poco
al secarse. Un suelo ideal debe estar compuesto por
arena, limo y arcilla; estos dos últimos en proporción
tal, que den suficiente cohesión a la mezcla sin que
se produzcan contracciones perjudiciales. Existen diversas opiniones y distintas recomendaciones respecto
de la granulometría óptima; sin embargo, todas estas
coinciden en que los suelos ideales son los arenosos,
por ser los que producen mejores resultados al ser
estabilizados (tabla 2).
La tabla 2 muestra una recopilación de datos de distintos
autores que recomiendan granulometrías óptimas de
suelos para ser estabilizados. La mayoría recomienda
un mayor porcentaje en arenas (45-80%), luego limo
(15-30%) y por último arcilla (10-20%). Aunque cada
componente juega un rol importante dentro del conjunto del suelo, la arcilla es clave por tratarse de un
material aglomerante, mientras que la arena y el limo
dan estructura y estabilidad al sistema.
La singularidad de la arcilla, explica Warren (1999, pp.
40-41), radica en el hecho de estar formada por sílicoaluminatos hidratados que provienen de la milenaria
desintegración geológica de rocas. Está constituida por
cristales (micelas) que, debido a su forma plana y lisa,
presentan la cualidad de desplazarse fácilmente entre el
resto de las partículas y establecer relaciones electrostáticas que las ligan en conjunto. Este desplazamiento
depende de su contacto con el agua y, a nivel macroscópico, se evidencia en la transformación del suelo en un
material plástico, coloidal o hasta líquido, que recupera
su estado original al secar.
El resultado de los análisis de granulometría permitió
elegir el suelo más adecuado a emplear, siguiendo las
recomendaciones expuesta en el cuadro comparativo
(tabla 2). El análisis granulométrico consistió básicamente
en la determinación cuantitativa de la distribución del
tamaño de las partículas del suelo. Se eligió la muestra
de suelo correspondiente al sector Las Palmas, cuya
distribución granulométrica fue de 70% arena, 12%
limo y 18% arcilla. El resto de los suelos analizados
contenían un menor porcentaje de arena y un escaso
porcentaje de arcilla, por lo cual, fueron descartados.
Una vez seleccionada la muestra de suelo, se procedió
a realizar un ensayo de compactación. El objetivo de
este ensayo fue el de aislar y estudiar en laboratorio la
influencia de dos factores: la humedad del suelo y la
energía de compactación. Se debió determinar la correcta
cantidad de agua de amasado a usar en terreno y el
gasto de compacidad que puede esperarse al compactar
el suelo a esa humedad óptima. Se realizaron 5 muestras
con distintos porcentajes de agua. Estas humedades
debieron diferir en aproximadamente 2% una de otra,
es decir, 8%, 10%, 12%, 14% y 16% de agua para
encontrar el porcentaje de humedad óptimo.
Luego, se calcularon las respectivas densidades secas
para cada una de las muestras compactadas. El gráfico
(fig. 3) muestra las distintas densidades obtenidas en
relación al porcentaje de humedad empleado.
Tabla 2 Cuadro recopilatorio de granulometrías recomendadas
para suelo-cemento
páginas: 26 - 38
]
Barros, L. P. - Imhoff, F. A.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 31
Figura 3 Gráfico relación humedad-densidad
(Proctor) Nch 1534-1y 2
Una vez determinada la humedad óptima del suelo, se
prosiguió a elaborar suelo-cemento. Para su elaboración se confeccionaron probetas variando el porcentaje de cemento y manteniendo la humedad óptima
de la tierra siempre constante. En total se fabricaron
9 muestras con 3 diferentes porcentajes: 6%, 8% y
10% en peso.
Cada muestra se mezcló en seco con los distintos porcentajes de cemento hasta obtener un material de
color homogéneo y sin grumos de cemento. Luego,
cada una de las muestras se mezcló con la cantidad
de agua considerada suficiente para alcanzar el porcentaje de humedad óptimo, en este caso 360cc, que
correspondió a un 12%. Una vez terminado el proceso
de mezclado, el material fue compactado en moldes de
4” de diámetro.
Este ensayo permitió encontrar el porcentaje de humedad óptimo de la muestra de tierra utilizada. Las
probetas con un 8% de agua alcanzaron una densidad
compactada seca de 1.867 (kg/m3), luego las probetas
con un 10% de agua alcanzaron un valor de 1.957 (kg/
m3). La máxima densidad compactada seca (1.979 kg/
m3) se logró con un 12% de agua. Este valor es fundamental, puesto que el grado de humedad de un suelo
es una variable crítica en el proceso de compactación
en un muro de tapial. Por último las probetas con un
14% y 16% de agua, alcanzaron densidades de 1.924
(kg/m3) y 1.820 (kg/m3).
Se puede concluir que el agua constituye otro elemento
fundamental dentro del proceso constructivo, puesto
que cumple dos funciones sustantivas. En primer lugar,
permite el movimiento de las partículas sólidas de la
mezcla al transportar a las más pequeñas entre las de
mayor tamaño. En segundo lugar, activa las propiedades
adhesivas de la arcilla.
Los moldes permanecieron siete días en la cámara húmeda. Posteriormente fueron ensayados a compresión
simple hasta la rotura, para determinar la resistencia
máxima con respecto al porcentaje de cemento empleado (tabla 3).
Con los valores obtenidos de este ensayo se concluye
que la resistencia a la compresión de las probetas aumentó proporcionalmente en relación al porcentaje de
cemento empleado. La tabla 3 muestra la resistencia
promedio de las probetas ensayadas a compresión.
Las probetas con un 6% de cemento resistieron en
promedio 40.94 kgF/cm 2. Las probetas con un 8% de
cemento resistieron en promedio 48.11 kgF/cm 2. Por
último las probetas con un 10% de cemento resistieron
en promedio 56.33 kgF/cm 2. Se recomienda no utilizar sobre un 12% de cemento en la dosificación por
efectos económicos.
Tabla 3 Gráfico resistencia a la compresión - porcentaje de cemento
32 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Barros, L. P. - Imhoff, F. A.
[
páginas: 26 - 38
Desarrollo y diseño del
sistema constructivo
La idea de diseñar un sistema constructivo postensado
nace a partir del estudio de viviendas antisísmicas de
tierra propuestas por Minke (2008), que explica “una
solución para estabilizar los muros de tierra contra los
impactos horizontales del sismo es utilizar elementos
verticales de fierro, madera o bambú dentro del muro,
anclados al sobrecimiento y fijados al encadenado. Los
elementos de refuerzo horizontal son poco efectivos e
incluso pueden ser peligrosos, debido a que no se puede
apisonar bien la tierra debajo de los mismos; como el
elemento de refuerzo no tiene un anclaje con la tierra,
se debilita la sección de estos puntos y pueden aparecer
quiebres horizontales durante el sismo”(p. 132).
En 1998 el Instituto de Investigación de Construcciones
Experimentales (FEB) de la Universidad de Kassel,
Alemania, y científicos de la Universidad de Chile,
elaboraron en un proyecto de investigación un diseño
para una vivienda antisísmica de tapial reforzado. La
vivienda de 55m2 se construyó el año 2001 en Alhué,
Chile.
La figura 4 muestra la planta de la vivienda, en color
negro se identifican los muros (40 cm de espesor) de
tapial reforzado en forma de L y U. El ángulo recto que
se forma en estos elementos se sustituye por un ángulo
de 45 grados para rigidizar las esquinas. Así aumenta
el espesor del muro debido a que las fuerzas mayores
actúan en las esquinas durante el sismo. La figura 5
muestra un escantillón del sistema constructivo. Los
refuerzos verticales de tapial los constituyen cañas de
coligüe de 2.5 a 5 cm de espesor, fijados al encadenado
superior y anclados en el cimiento.
Lo interesante de esta vivienda es que no solo incorpora
un refuerzo interior en los muros, sino también propone
una solución simple de estabilización mediante la forma
angular; es decir, elementos de muros en forma de L
y U (autosoportantes), que solo por su forma proveen
resistencia al volcamiento y al colapso.
Una vez analizado el caso de estudio, se propuso el
diseño de un sistema constructivo a base de suelocemento postensado. La hipótesis de trabajo consistió
en insertar en el alma del muro unos tubos de plástico
común y corriente, por los cuales corren hilos de acero.
Luego, se coronó con un tablón que cumple la función
de una cadena perimetral, el hilo pasa a través del
tablón con una golilla y una vez que el muro está
terminado se le da tensión a través de esta varilla de
acero.
Figuras 4-5 Planta y escantillón de vivienda antisísmica de tapial reforzado
páginas: 26 - 38
]
Barros, L. P. - Imhoff, F. A.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 33
La figura 6 muestra la secuencia constructiva del sistema
postensado.
De esta manera, la barra o tensor vertical trabaja a
tracción y el muro de tierra se comprime, aumentando
así su resistencia y rigidez. El propósito del tensor es
también el de anclar la cadena o vigueta a la parte
superior del muro, con el fin de tener una estructura
unitaria.
Distintos autores recomiendan la presencia de una
cadena superior. El principal propósito de estas vigas
es conformar un collar de amarre en la parte superior
del muro, que no solo limite el movimiento de los
muros hacia el exterior, sino también hacia el interior.
Esto provoca que las construcciones se comporten
unitariamente aun cuando los muros sean monolíticos
y discontinuos los unos de los otros. Además, la viga
cumple la función de soportar el peso de la techumbre
y distribuirlo uniformemente a lo largo del muro.
esquina del ángulo, este tiende a abrirse, por ello es
recomendable diseñarlas con un espesor mayor a la del
resto del elemento evitando el ángulo recto” (p.17).
En el prototipo B se propuso un diafragma rígido en
el plano superior, sujeto fuertemente a los muros en
las dos direcciones. La idea fue que las cargas laterales
se trasmitan a los elementos arriostrantes y el modelo
completo funcione como una sola unidad al momento
de recibir movimientos telúricos (fig. 8).
Es necesario hacer mención al estado del arte respecto
a patentes relacionadas con sistemas constructivos
estructurales en base a tierra. El Departamento de Obras
Civiles de la Universidad de Wyoming, Estados Unidos,
Figura 7 Prototipo A (esquinas 45°)
Para comprobar la efectividad del sistema constructivo
ante un sismo, se fabricaron dos prototipos a escala
reducida (1:6) de suelo-cemento postensado. Ambos
prototipos se construyeron idénticos en relación a su
configuración geométrica y dimensiones. Sin embargo,
cada uno proponía detalles constructivos distintos para
mejorar la sismorresistencia.
En el prototipo A se propuso un aumento del espesor de
las esquinas para mejorar su estabilidad y rigidez (fig.
7). Esta solución nace a partir del estudio de la vivienda
experimental construida por Minke (2005), quien postula
que “durante un sismo, las fuerzas perpendiculares al
muro se transfieren a la sección del muro paralela las
mismas. Debido a que las fuerzas se concentran en la
Figura 6 Secuencia constructiva del sistema postensado
34 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Barros, L. P. - Imhoff, F. A.
[
páginas: 26 - 38
la estructura real, se debe tener en cuenta las relaciones
de similitud entre el modelo a escala y la estructura real
determinadas por análisis dimensional.
Figura 8 Prototipo B (diafragma rígido)
La definición de las solicitaciones tomó como parámetro
el terremoto de Kobe, Japón, ocurrido en 1995. Este
tuvo una magnitud entre 6.9 y 7.3 en la escala de Richter
y causó mucho daño, sobre todo a las construcciones
de tierra, debido a su rápida y fuerte aceleración (0.8g).
Así los modelos fueron ensayados con el registro de
este extenso sismo al 100% para poder analizar su real
comportamiento frente a un sismo.
patentó el año 2006 un sistema constructivo de tapial
postensado. Cabe destacar que el sistema patentado
propone tierra cruda como material de construcción en
vez de suelo-cemento. Por otra parte, la innovación de
la cadena superior de madera y la esquina reforzada
son características propias del sistema constructivo
desarrollado en la presente investigación.
Modelos a escala reducida
y ensayos sísmicos
Los modelos a escala reducida de suelo-cemento
compactado se sometieron a ensayos sísmicos en la mesa
de simulación de terremotos perteneciente al Laboratorio
de Ingeniería Sismorresistente del Departamento de
Obras Civiles de la UTFSM.
Por medio de ensayos de modelos a escala reducida
se puede estudiar el comportamiento dinámico de
estructuras construidas con distintos materiales. Para
lograr reproducir adecuadamente el comportamiento de
Para poder realizar una comparación del comportamiento
sísmico de los prototipos de suelo-cemento compactado
en relación al adobe, se tomó como referencia una tesis
de investigación del Constructor Civil Carlos Berríos, cuyo
tema fue “Modelación a escala reducida de viviendas de
adobe sometidas a sismo”. Por lo tanto, lo prototipos de
suelo-cemento se ensayaron bajo los mismo parámetros
de esta tesis de investigación.
Las secuencias fotográficas (figs. 9-10) muestran el
aspecto exterior de los prototipos a medida que fue
progresando el terremoto de Kobe a un 100%.
Resultados
Como primera conclusión, se demuestra claramente
que los prototipos de suelo-cemento compactado no
sufrieron indicios de colapso, en comparación a la
maqueta de adobe que sí colapsó con el registro de
Kobe a un 100%.
Este tipo de ensayo sirvió para evaluar los sistemas de
construcción con tierra y saber cómo y por qué fallan y
además de ver cómo empieza la falla. Con respecto a la
casa de adobe, comenta Berríos (2007) que en todas las
observaciones de grietas sobre la estructura de adobe se
constató que estas se produjeron a través del mortero
y no por los adobes, excepto un caso particular en que
la grieta cortó un adobe cerca del borde. Esto tuvo que
ver con la buena calidad de las unidades fabricadas.
Figura 9 Prototipo de adobe durante el ensayo en la mesa de simulación de terremotos
páginas: 26 - 38
]
Barros, L. P. - Imhoff, F. A.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 35
Figura 10 Prototipo A y B durante el ensayo en la mesa de simulación de terremotos
El colapso del prototipo de adobe se inició y progresó
por las esquinas de los vanos. El terremoto de Kobe,
apenas comenzó, dañó gravemente los muros. Al final
del terremoto la casa apenas se mantuvo en pie y se
desplomó. Este colapso se produjo principalmente por el
volcamiento de alguno de los muros fuera del plano.
sistema de barras tensadas, se mantuvo indeformable
durante el terremoto, evitando cualquier tipo de giro o
volcamiento de los muros.
Con respecto a los ensayos de los prototipos en suelocemento compactado, se concluyó que al aplicar el
registro de Kobe al 100% se generaron solo grietas
verticales (fig. 11). Es común que aparezcan fisuras
verticales en las esquinas durante la interacción de
muros perpendiculares, debido a la flexión de los
movimientos fuera del plano. Este tipo de daño puede
ser particularmente severo cuando se presentan grietas
verticales en ambas caras, lo que permite el colapso de
toda la esquina. En el caso de los modelos ensayados
esta grieta aparece solo en una cara de los muros y con
espesor de 1mm. El comportamiento de estos modelos
fue distinto al de una casa de adobe. La resistencia de
muros fue mucho al alta y no hubo tendencia a vaciarse
los muros.
El objetivo principal de esta investigación consistió en
analizar el material: suelo-cemento y desarrollar un
sistema constructivo estructural de bajo costo, que
reponga el valor las ventajas ecológico-ambientales de
la construcción con tierra y que mejore la resistencia
al sismo.
El engrosamiento de las esquinas ayudó a la estabilidad
del modelo A de mejor manera que los tensores en el
plano superior propuesto en el modelo B. Los tensores
trabajaron de manera eficaz solo a tracción, puesto
que a compresión se deformaron perdiendo su rigidez.
Si bien el prototipo B no colapsó, registró una mayor
cantidad de grietas verticales en comparación al modelo
A, por lo tanto se concluye que sufrió más daño.
Ambos modelos tuvieron un comportamiento aceptable
frente al sismo, producto de la ancha cadena superior.
La cadena al estar bien sujeta y comprimida por el
36 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Discusión y conclusiones
Se apostó por diseñar un sistema constructivo estructural
a base de suelo-cemento compactado con un refuerzo
postensado. La hipótesis de trabajo planteó dos posibles
soluciones para resolver el efecto del sismo. Para esto
se construyeron dos prototipos escala 1:6, en los cuales
se medió el comportamiento frente al sismo y se realizó
una comparación respecto del adobe.
Desde el punto de vista de mejorar la resistencia al
mismo, se cumple en gran medida el objetivo principal de
la investigación, puesto que ambos modelos ensayados
no colapsaron, resistiendo el terremoto de Kobe al
100% (0.8g).
Con respecto al costo del sistema constructivo, se
concluye que este no es de tan bajo costo económico
como el adobe, debido a los refuerzos interiores (barras
de acero) y a los herrajes, pero sí resulta un 20% más
económico que un muro de albañilería reforzada de
ladrillo. Cabe destacar que un muro de suelo-cemento
no requiere de una aislación termoacústica adicional.
Barros, L. P. - Imhoff, F. A.
[
páginas: 26 - 38
Figura 11 Catastro de agrietamientos de muros: prototipo A y B
Es un sistema que queda terminado sin necesidad de
estuco, y tiene un menor índice de conductividad térmica (λ= 0.30 W/ °C m) si se compara con un muro de
albañilería (λ= 0.85 W/ °C m). Estas son variables que
influyen positivamente en el costo total a favor de un
muro de suelo-cemento compactado.
Su campo de aplicación se orienta principalmente a la
construcción de viviendas económicas de geometrías
simples (formas compactas) de un solo nivel. Se considera un sistema apropiado por su simplicidad, posibilidad
de utilización de mano de obra masiva, terminaciones
superficiales adecuadas sin necesidad de revoques y
por ser una técnica constructiva fácil de transferir a
grupos de autoconstrucción, con mano de obra de baja
calificación.
Se piensa que este sistema constructivo estructural
podría ser aplicado en la construcción de obra nueva
en reemplazo de las edificaciones de adobe tradicional destruidas a raíz del sismo de febrero de 2010 en
Chile, conservándose en gran parte las características
del lenguaje arquitectónico de las mismas sin alterar el
sentido original.
páginas: 26 - 38
]
En definitiva se puede concluir que el sistema de tapial
en suelo-cemento postensado mejora la resistencia al
sismo respecto de la técnica de la tradicional albañilería
de adobe.
Como posibilidades de continuar el desarrollo de futuras investigaciones, se visualizan nuevos objetivos
por cumplir. Por un lado, seria deseable la construcción de un prototipo escala 1:1 o una parcialidad
del mismo para ensayarlo en una mesa sísmica. El
diseño y desarrollo de un nuevo sistema de moldaje
más económico, de máxima reutilización y de fácil
instalación. Finalmente explorar la prefabricación
del sistema.
Por último, una evaluación de desempeño bajo otros parámetros, como la resistencia a la humedad, la capacidad
de soportar un segundo nivel en estructuras livianas y
la exploración en capacidades morfológicas del sistema,
abriendo un campo de interés que induce al desarrollo
de futuras investigaciones tecnológicas respecto de la
construcción en tierra.
Barros, L. P. - Imhoff, F. A.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 37
Referencias
1.
Berríos, C. (2007). Modelación a escala reducida de
viviendas de adobe sometidas a sismos. Memoria para
optar al título de Constructor Civil. Universidad Técnica
Federico Santa María, Valparaíso.
2.
De la Fuente, E. (1995). Suelo-Cemento, Sus usos,
propiedades y aplicaciones (1ª ed.). México: Editorial
Florida.
3.
De Olarte, J., Guzmán, E. (1993). Manual de Edificación
con Tierra Armada (1ª ed.). Madrid: Editorial ID Comunidad.
4.
Enteiche, A. (1963). Suelo-Cemento su aplicación
en la edificación (1ª ed.). Bogotá: Editorial Centro
Interamericano de Vivienda y Planeamiento.
5.
Gaete, M. (2010). Estrategias morfológicas de diseño
sismo resistente para la construcción contemporánea
en tierra portante. Consultado abril 17, 2010, en http://
www.plataformaarquitectura.cl/2010/04/17/estrategiasmorfologicas-de-diseno-sismo-resistente-para-laconstruccion-contemporanea-en-tierra-portante
38 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
6.
Houben, H. Guillaud, H. (2001). Earth construction. A
comprehensive guide. London: ITDG Publishing.
7.
Minke, G. (2008). Manual de Construcción con Tierra (3ª
ed.). Montevideo: Editorial Fin de Siglo.
8.
Minke, G. (2005). Manual de Construcción para
viviendas antisísmicas de tierra (3ª ed.). Kassel: Editorial
Forschungslabor für Experimentelles Bauen.
9.
Rotandaro, R. (2007) Arquitectura de tierra
contemporánea: tendencias y desafíos, Apuntes, 20,
350-351.
10. Tolles, L., Kimbro, E. (2005). Guías de planeamiento
e ingeniería para la estabilización sismorresistente
de estructuras históricas de adobe. California: Getty
Publications.
11. Vargas, J. (1993). Earthquake resistant rammed earth
buildings. Memorias de la 7ª Conferência Internacional
Sobre o Estudo e Conservação da Arquitectura de Terra.
Lisboa: DGEMN.
12. Ward, T., Grill, J. (2006). Post-tensioned rammed earth
construction. U.S.Pantent N°: 7,033,116.
Barros, L. P. - Imhoff, F. A.
[
páginas: 26 - 38
Snowpack retaining
techniques in
the avalanche
starting zones
Técnicas para contener
el manto de nieve en
la zona de inicio de
avalanchas
Autores
CASTRO, D.
Universidad de Cantabria, España
E-mail: [email protected]
JOSÉ-PEDRO MERY, J.-P.
Pontificia Universidad Católica de Chile
E-mail: [email protected]
ARAVENA, R.
Pontificia Universidad Católica de Chile
E-mail: [email protected]
SANHUEZA, C.
Pontificia Universidad Católica de Chile
E-mail: [email protected]
Fecha de recepción
28/05/2010
Fecha de aceptación
01/12/2010
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 39
Resumen
Las avalanchas de nieve son eventos
que representan a menudo considerable
peligro debido al alto poder destructivo
que pueden tener sobre objetivos
vulnerables. Es por esta razón que se
requieren medidas de control efectivas,
que permitan mitigar el riesgo sobre
asentamientos humanos, bienes y
servicios en laderas montañosas o al pie
de sendas de avalanchas. El presente
artículo resume los distintos sistemas
estructurales y técnicas para contener y
estabilizar el manto en la zona de inicio
de avalanchas, utilizados tanto Chile
como en el extranjero, los cuales actúan
interrumpiendo las presiones ejercidas
por la reptación y el deslizamiento del
manto de nieve. El nivel de avance e
implementación de los sistemas ha
sido desarrollado principalmente en
países europeos, mientras que en Chile
la prevención mediante estructuras
modernas de protección se ha iniciado
a partir desde la década de los 80.
Palabras clave: Avalanchas, manto de nieve, estabilización, estructuras de
protección.
Abstract
Snow avalanches are events often involving
serious risk to human beings and goods
due to their destructive power. This is why
effective control measures are required to
mitigate the risk for human settlements,
goods and services on mountain slopes
or at the foot of avalanche ways. This
article summarizes the different structural
systems and techniques used nationally
and internationally to support and
stabilize the snowpack in avalanche
starting zones. These measures act by
reducing the pressures originated by the
creeping and sliding of the snowpack.
While the current state of the art and
the control systems implementation
have been mainly developed in Europe,
the prevention measures by modern
supporting structures have been carried
out in Chile since the 80s.
Key words: Snow avalanches, snowpack, stabilization, supporting structures.
40 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Castro, D. - Mery, J.-P. - Aravena, R. - Sanhueza, C.
[
páginas: 39 - 52
1. Introducción
En todas aquellas regiones montañosas donde exista
un clima apropiado para la precipitación y acumulación
de nieve durante la época invernal, existirá también
un alto riesgo de ocurrencia de avalanchas de nieve,
fenómeno que puede desencadenarse ladera abajo por
un estrecho corredor o bien abarcando un área más
extensa a lo ancho de la pendiente, poniendo en riesgo
a personas, bienes y servicios localizados en el recorrido
de la masa de nieve. Tal es el caso de pueblos, carreteras,
pasos fronterizos, centros de turismo invernal, obras de
generación eléctrica, instalaciones mineras, entre otras
actividades.
Figura 1 Avalancha de placa suelta en sector Santa
Teresa, Centro Invernal Farellones, Chile. Invierno 2009.
Una víctima fatal
distancia de recorrido, presión ejercida, entre otros. En
cuanto a la zona de inicio, los sistemas de protección
están destinados fundamentalmente a estabilizar el
manto de nieve por medio de técnicas de contención
de solicitaciones cuasi estáticas para evitar el inicio del
deslizamiento, mientras que en las zonas de recorrido y
depósito las medidas están orientadas a desviar, frenar
o detener el flujo en movimiento. A menudo se recurre
también a técnicas antes de la zona de inicio como es
el uso de deflectores y aceleradores del viento, a fin de
modificar la acumulación de nieve en la pendiente. Sin
embargo, una de las medidas más usadas en la zona de
inicio es el desencadenamiento artificial de avalanchas
por medio de la sobrepresión ejercida por una explosión,
ya sea de explosivos o bien de una mezcla de gases,
para iniciar una purga controlada de la sobrecarga de
nieve en la ladera. De hecho, esta es una técnica de
control iniciada en el siglo pasado con el uso de artillería
militar, que perdura hasta el presente con diversas
versiones civiles. También se han desarrollado otros
sistemas de explosiones controladas mediante explosivos
colocados o lanzados manualmente, enviados por cable
de remonte mecánico (sistema Catex), colgados (Torre
Wyssen), o bien explosiones por gases detonantes
como los sistemas Gazex, Avalhex, y últimamente
Daisy Bell, colgado desde helicóptero. Usualmente,
las técnicas de desencadenamiento artificial se utilizan
complementariamente con otras técnicas como las
tratadas en la reseña del presente artículo, destinadas
a la contención y estabilización del manto de nieve
acumulado en la zona de inicio de las avalanchas, cuyos
primeros diseños ingenieriles se remontan a unos 60 a
70 años.
1.1 Avalanchas de nieve
A efectos de estudiar la mecánica del fenómeno y las
medidas de intervención para mitigar sus efectos sobre
sectores vulnerables, es que en el desplazamiento de una
avalancha se pueden distinguir tres zonas (Figura 1). Las
avalanchas se desencadenan por la pérdida de estabilidad
del manto nival en la denominada zona de inicio, para
luego descender a través de la zona de recorrido y
finalmente detener su energía cinética por fricción
en la zona de depósito. A lo largo de su recorrido,
la masa de nieve experimenta de manera dinámica
distintos cambios físicos y mecánicos, haciendo difícil
una modelación reológica del fenómeno con exactitud.
No obstante, existen diversos modelos basados en la
mecánica de materiales, y en particular de fluidos, que
logran explicar razonablemente bien la evolución de sus
parámetros como altura del flujo, velocidad, densidad,
páginas: 39 - 52
]
El desencadenamiento de las avalanchas se origina con
la pérdida de estabilidad del manto de nieve causada
ya sea por cambios mecánicos y físicos en la estructura
interna e interacción entre los granos de la nieve como
por solicitaciones externas ejercidas por el paso de
algún esquiador, caída de cornisas, ondas explosivas,
sismos, entre otras. También está condicionada por
las fuerzas de fricción en la interfaz entre el manto
nival y el suelo de la ladera donde se apoya o entre
las capas del mismo manto. La pérdida de estabilidad
por causas internas está estrechamente relacionada
con las condiciones atmosféricas externas por cuanto
son responsables del metamorfismo de los cristales y
granos de la nieve.
En términos generales se podría decir que la evaluación
del peligro de avalanchas o estabilidad del manto debería considerar aspectos tales como: la profundidad de
la nieve antigua; la presencia de agua en sus granos y
Castro, D. - Mery, J.-P. - Aravena, R. - Sanhueza, C.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 41
cristales; las características de la superficie de la nieve
vieja; la profundidad de la nieve nueva; la densidad de los
estratos; la intensidad de la nevada; el asentamiento de
los estratos; el viento; la temperatura; la radiación solar;
y la orientación geográfica de la ladera; entre otros.
Figura 2 Destrucción de campamento industrial por
avalancha. Chile central, invierno 2009.
Una víctima fatal
Los granos de nieve juegan un papel relevante en la
resistencia mecánica, siendo los menos resistentes
al corte aquellos que conforman la escarcha de
profundidad o cubiletes (depth hoar), debido a sus
uniones frágiles y baja capacidad de reacomodo. Por
este motivo, forman mantos cuya densidad podría llegar
a disminuir o no cambiar mucho con la profundidad
(McClung y Schaerer, 2006). Según la experiencia en
la cordillera central de Chile sobre 3.000 msnm, los
perfiles de nieve muestran generalmente que las capas
formadas por cubiletes son de alta densidad y baja
cohesión (resistencia).
Las inclinaciones típicas para el desarrollo de avalanchas
suelen variar entre 28º y 50º, que favorecen además el
movimiento de la nieve aguas abajo cuando la interfase
nieve-terreno se encuentra con agua libre que no aporta
resistencia ni fricción. Las avalanchas bajo y sobre este
rango de inclinación son de baja ocurrencia.
Figura 3 Zona neutral ente la zona de tensión y la
zona de compresión (Chaudhary et al., 2002)
Las condiciones de inestabilidad pueden originar
avalanchas debido a la existencia de esfuerzos internos
en el manto, producidos por dos tipos de movimientos de
carácter lento denominados reptación y deslizamiento.
Cada uno alcanza movimientos del orden de mm/día a
cm/día, determinando en conjunto el movimiento total
del manto aguas abajo. Ambos deben ser considerados
para el diseño de cualquier estructura a instalar en la
zona de inicio, por cuanto determinan las solicitaciones
que actúan sobre ellas.
2. Esfuerzos del manto de nieve
sobre estructuras
Figura 4 Esfuerzos paralelos y normales a la
pendiente, sobre un obstáculo
La reptación y el deslizamiento implican en el manto la
aparición de esfuerzos paralelos y perpendiculares al
terreno (SN y SQ en Figura 4), siendo de mayor relevancia
los primeros (de corte), ya que en la otra situación
tiene lugar un efecto estabilizador que tiende a ser
mínimo. Esto sucede en una zona denominada neutral,
donde el manto se encuentra sin intervención o sin
confinamiento lateral, dando pie a la ausencia de
esfuerzos adicionales. En aquella zona se presentan
solo los esfuerzos producidos por la reptación natural del
manto, sin existir cambios en dichos esfuerzos (FOEN/
WSL, 2007).
Ante la presencia de obstáculos o estructuras en laderas
montañosas cubiertas de nieve, la configuración de las
42 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Castro, D. - Mery, J.-P. - Aravena, R. - Sanhueza, C.
[
páginas: 39 - 52
presiones producidas cambia, pudiendo cuantificarse
mediante diversas relaciones matemáticas presentadas
por distintos autores, dependiendo del tipo de obstáculo
que impida el movimiento natural del manto (estructuras
tipo pantallas rígidas o flexibles, postes, árboles, entre
otros). La interacción entre el movimiento del manto
y la estructura genera esfuerzos de compresión aguas
arriba de la estructura en una distancia que la norma
suiza (FOEN/WSL, 2007) señala como al menos tres veces
la altura del manto de nieve medido verticalmente. Este
espacio corresponde a la denominada zona de presión
posterior o back pressure zone, donde los esfuerzos
de corte son disminuidos en desmedro de la aparición
de esfuerzos de compresión, desapareciendo de este
modo los esfuerzos precursores de avalanchas. Otras
apreciaciones indican la aparición de esfuerzos de
tensión (aguas abajo de la estructura) y una zona neutral
(al centro) cuando existen dos filas consecutivas de
estructuras a gran distancia en la línea de la pendiente
(Figura 3) (Chaudhary et al., 2002).
Los esfuerzos provocados sobre estructuras producto de
la interrupción de la reptación y deslizamiento dependen
de las condiciones del manto, la interfase entre la nieve
y el terreno, y también la inclinación de la pendiente
(ψ). La cuantificación de estos se establece al centro del
obstáculo, dispuesto normal al terreno, siendo aplicada
de forma paralela al mismo.
Una expresión ampliamente utilizada hasta la fecha en el
diseño de estructuras (rígidas) es la recomendada por la
norma suiza (FOEN/WSL, 2007) en la ecuación (Ec.1):
(Ec.1)
donde S N es el esfuerzo paralelo al terreno sobre
estructura rígida (kN/m); ρ es la densidad del manto (kg/
m3); g es la aceleración de gravedad (m/s2); H es la altura
de la nieve medida verticalmente (m); y K y N son los
factores de reptación y deslizamiento, respectivamente
(adimensionales).
El valor del factor de reptación K se obtiene en función
de la densidad del manto de nieve y la inclinación de la
pendiente del terreno. El valor del factor de deslizamiento
N depende de las condiciones de rugosidad del terreno
y la exposición solar geográfica de la pendiente. En
el caso del cálculo de presiones sobre una estructura
flexible (malla de acero), esta se puede estimar mediante
la Ec.2:
(Ec.2)
páginas: 39 - 52
]
es la altura de la estructura medida
donde
verticalmente (m); f C es el factor de altitud (s.n.m.,
adimensional) y f S es el factor reductor de presiones
(adimensional).
La ecuación (Ec.2) deriva de (Ec.1), asumiendo ciertas
condiciones de densidad, altura del manto de nieve y
exposición solar de la pendiente. Además, el factor fS
se asume como 0.8 y representa la amortiguación en
cierto grado de las presiones debido a la flexibilidad de
la malla.
Además, debe considerarse el aumento de los esfuerzos
producidos por los esfuerzos de borde (end effects),
lo que implica una mayor presión en ambos costados
de la estructura. Esto se puede cuantificar mediante la
Ec. 3:
(Ec.3)
donde fR es el factor de efecto de borde, que depende
del factor de deslizamiento N y la distancia lateral entre
barreras consecutivas.
3. Estructuras y técnicas para la
contención y estabilización del manto
de nieve en la zona de inicio
El diseño sistemático de estructuras de contención
basado en modelos matemáticos derivados de las
características del manto nivoso se remonta a la década
del 50 en Europa con los trabajos de Haefeli en 1954,
cuyo modelo teórico para estructuras del tipo flexible
sigue vigente hasta el día de hoy (Margreth, 1995).
Este modelo se incluye como base para el cálculo en
las normas suizas (FNP, 1968; OFEFP/FNP, 1990; FOEN/
WSL, 2007), cuyas aplicaciones son las más extendidas
para el diseño de estructuras de contención en la zona
de inicio. En la práctica, la instalación de estructuras
de defensa provoca un efecto estabilizador del manto
de nieve al redistribuir las fuerzas a lo largo de ella,
además de limitar el movimiento de la nieve, retrasarlo
y prevenirlo (Ammann y Fohn, 1999). En otras palabras,
lo que ocurre en el manto al interrumpir los procesos
de reptación y deslizamiento mediante una barrera,
es cambiar la naturaleza de sus esfuerzos asociados,
los cuales dejan de ser de corte y tensión para ser de
compresión, favoreciendo el trabajo de la estructura
(Chaudhary et al. 2002; Chaudhary y Singh, 2006). Esto
se puede apreciar más claramente en el caso de barreras
rígidas. Dado que hasta aquí se han mencionado los
conceptos de estructuras de tipo rígida y flexible,
resulta necesario efectuar una breve clasificación
Castro, D. - Mery, J.-P. - Aravena, R. - Sanhueza, C.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 43
al respecto. Las estructuras de contención pueden
dividirse en: puentes o cercas, también denominadas
snow bridges, que corresponden a estructuras rígidas
de largueros horizontales apoyadas en montantes
verticales; rastrillos, también denominadas snow rakes,
que corresponden a estructuras rígidas de largueros
dispuestos verticalmente; y mallas o redes, también
denominadas snow nets, que corresponden a mallas de
acero colgadas de montantes verticales. Los puentes y los
rastrillos son las soluciones estructurales más antiguas
establecidas para contener el manto en la zona de
inicio. En la actualidad se siguen fabricando y utilizando
como alternativa para el sostenimiento, aunque los
sistemas flexibles han ido tomando protagonismo por
su menor costo y mayor facilidad de montaje. Existen
además otro tipo de protecciones activas para impedir
el desencadenamiento de avalanchas tales como la
intervención de la geometría de la pendiente para
aumentar la rugosidad de la ladera.
3.1 Experiencia chilena
Desde hace varias décadas se ha implementado en Chile
diversas medidas para contener el manto, principalmente
en instalaciones mineras. Se podría decir que solo
desde la década de los 80 se ha ido introduciendo
sistemas modernos de prevención de avalanchas como
aquellas estructuras flexibles de fabricación europea,
llegando a incorporarse este tema en la normativa
fiscal por primera vez a comienzos del año 2000
(MOP, 2002). La oportuna y sistemática aplicación de
medidas de control de avalanchas en el último tiempo,
especialmente en la industria minera ha llevado a una
considerable reducción de daños y víctimas desde 1990
a la fecha, en comparación con la primera mitad del
siglo pasado, según los datos presentados por Ramírez
Figura 5 Conjunto de antiguos puentes metálicos,
actualmente operativos. Sewell, Codelco-División
El Teniente (Foto: JP Mery)
44 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
y Mery (2007). Entre las estructuras implementadas
se cuentan las del tipo puentes (rígidas) y mallas
(flexibles), cuyas primeras instalaciones corresponderían
a elaboraciones nacionales sin mayores estándares de
diseño. En la actualidad se ha optado por estructuras
flexibles conforme a exigentes estándares europeos. En
cuanto a técnicas para estabilizar el manto, también
se ha recurrido a ejecución de terrazas. En Chile, los
puentes han sido construidos fundamentalmente en
madera, acero y rieles de ferrocarriles. En cuanto a las
estructuras flexibles, en un principio se componían de
mallas de nailon, para luego ser elaboradas en acero
galvanizado, tal como se realiza en la actualidad (MOP,
2002).
Puentes (snow bridges): estas estructuras (Figuras 5 y
6) se componen de un conjunto de largueros dispuestos
horizontalmente, los que unidos a montantes verticales
conforman la superficie de contacto con la nieve. Se
unen al terreno con soportes, cuyo empotramiento
puede efectuarse mediante cimientos de hormigón,
micropilotes o anclajes, y placas. La inclinación de la
estructura respecto a un plano normal al terreno ha
de situarse en torno a una inclinación de 15º aguas
abajo. Esta situación genera una mejor redistribución de
esfuerzos, siendo más efectivas ante las solicitaciones
presentes (FOEN/WSL, 2007).
Estructuras flexibles (snow nets): estas estructuras
(Figuras 7 a 10) corresponden a mallas o redes de acero,
que permiten retener el manto nival en la zona de inicio.
Se componen de cables, mallas, postes articulados,
anclajes y fundación. Presentan menos peso, mayor
facilidad de montaje, mejor adaptabilidad a terrenos
irregulares (rocosos), menor impacto visual, incluso
buena respuesta frente a caídas de rocas de baja energía,
respecto de los puentes o cercas.
Figura 6 Disposición en ladera de antiguas cercas
de madera, fuera de su vida útil. Sector Lagunitas,
Codelco-División Andina (Foto: JP Mery)
Castro, D. - Mery, J.-P. - Aravena, R. - Sanhueza, C.
[
páginas: 39 - 52
Modificación del terreno por medio de terrazas:
consiste en cambios de la pendiente de tal modo de
interrumpir los movimientos de reptación y deslizamiento.
Esto se logra mediante la ejecución de cortes en el terreno
y relleno del mismo, para ampliar las terrazas más allá de
la línea de la pendiente (MOP, 2002). Este método sirve
para retener y acumular nieve en un estrato horizontal,
de manera de evitar una acumulación en la pendiente
que pudiera generar el inicio de la avalancha. Como
señalan McClung y Schaerer (2006), la adopción de un
control de avalanchas en la zona de inicio mediante
terrazas debe considerar algunos requerimientos como:
(1) ejecutarlas en pendientes ≤ 35º; (2) profundidad de
la nieve ≤ 1.5 m; (3) bajo o mínimo transporte de nieve
por viento; y (4) el ancho de la terraza debe ser al menos
1.5 veces la altura de la nieve.
Figura 7 Principales partes de una estructura flexible.
(Adaptado de MOP, 2002 y FOEN/WSL,
2007 por R. Aravena)
Figura 8 Antigua barrera flexible de acero para la
retención de suelo residual y nieve. Sewell, CodelcoDivisión El Teniente (Foto: JP Mery, 2008)
Figura 9 Estructura flexible, polivalente, de alto límite
elástico. Proyecto I+D+i AlpS 2002, Geobrugg
Figura 10 Estructura flexible. Minera Los Pelambres.
(Foto: JP Mery, 2009)
El tejido de las mallas suele dar origen a retículas de
forma triangular, rómbica, circular, y últimamente otras
geometrías como la malla Omega Net. La inclinación
de la pantalla respecto a un plano normal al terreno, se
recomienda que sea de 30º aguas abajo para generar
una mejor redistribución de esfuerzos (FOEN/WSL,
2007).
páginas: 39 - 52
]
Castro, D. - Mery, J.-P. - Aravena, R. - Sanhueza, C.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 45
Otras soluciones: también se han elaborado estructuras
rígidas cuya superficie de contacto con el manto se
conforma por largueros dispuestos tanto horizontal
(puentes) como verticalmente (rastrillos) (Figura 13).
Aquellos han sido materializados por rieles metálicos de
vías férreas. Actualmente, la mayoría de ellas presentan
colapso generalizado producto de solicitaciones de
varias temporadas invernales, además de corrosión y
falta de mantenimiento, recomendándose el retiro de
ellas para evitar acumulaciones peligrosas.
que “amarra” el manto por medio de un arreglo de
postes y cables instalados en la senda de avalanchas
(Figura 14).
3.2 Experiencia internacional
Otro tipo de solución utilizado en el pasado corresponde
a los denominados “viñedos”, técnica de estabilización
El grado de avance en cuanto al desarrollo y
utilización de estructuras de contención y técnicas de
estabilización del manto ha sido considerablemente
mayor en localidades europeas y norteamericanas,
conforme al interés local y recursos invertidos en el
estudio y mitigación del fenómeno de avalanchas. Los
Figura 11 Terrazas, aguas arriba de Sewell.
Codelco-División El Teniente (Foto: JP Mery, 2008)
Figura 12 Serie de terrazas conformadas por bulldozers.
Minera Los Pelambres (Foto: JP Mery, 2009)
Figura 13 Estructuras metálicas de fabricación local,
fuera de su vida útil. Codelco-División El Teniente.
(Foto: JP Mery, 2008)
Figura 14 Antigua estabilización de senda “Las Viñas”.
Actual División Los Bronces, Anglo American Chile
(Foto: Archivo, Luis Ramírez)
46 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Castro, D. - Mery, J.-P. - Aravena, R. - Sanhueza, C.
[
páginas: 39 - 52
Alpes han sido escenario de diversas e importantes
investigaciones para desarrollar fórmulas tendientes a
cuantificar las presiones ejercidas sobre las estructuras, y
consecuentemente, las recomendaciones para el diseño
de estas. La mayor parte de las estructuras han sido
diseñadas según normas internacionales como la suiza
(FOEN/WSL, 2007) y la francesa NF P 95-304, por lo
que en algunos casos debería tenerse la precaución de
verificar que su aplicación, basada en las características
de mantos nivales de aquellas regiones, pueda extenderse
a otras de distintas condiciones climáticas y geográficas.
No obstante, a la fecha han sido utilizadas exitosamente
en diversas partes del mundo, con ciertos cambios en
algunos países.
El desarrollo a nivel internacional presenta innovaciones
en una diversidad de estructuras tanto rígidas como
flexibles, a las que se suman técnicas que modifican la
pendiente del terreno como la ejecución de terrazas y
muros (o paredes) y que aumentan la rugosidad de la
superficie por medio de la reforestación, pilotes, trípodes
y los recientes snowgrippers.
Rastrillos: son parte de las estructuras rígidas tipo
puentes, con la diferencia que la superficie de contacto
con la nieve se compone de largueros o vigas dispuestas
de forma vertical (o perpendicular al terreno). Además
de fabricarse en acero, también los hay en base a
postes de madera. Esta solución suele ser aplicada
complementariamente con otras medidas como por
ejemplo la reforestación.
Sistemas Ombrello y Vela: son sistemas formados
principalmente en acero zincado, semejantes a una
pirámide acostada sobre el terreno con su base
orientada aguas abajo de la pendiente. Estas estructuras
son similares a las mallas, aunque de flexibilidad más
limitada. Según sea la empresa fabricante, la estructura
puede llamarse Ombrello o Vela. Se conforman de cuatro
partes principales (Figura 16): (1) perfiles de acero; (2)
malla de contención; (3) soporte o puntal; y (4) anclaje.
Dentro de sus ventajas se encuentra la particularidad de
requerir solo un anclaje por unidad estructural. Entre las
diferencias más notorias en los diseños de los sistemas
Ombrello y Vela se puede apreciar que los perfiles en
cruz del sistema Vela (Figura 17) se cruzan entre sí,
mientras que en sistema Ombrello (Figura 18) los perfiles
van articulados en una placa central.
Figura 16 Partes generales del sistema
Figura 15 Sistema X-Cross®, CAN
páginas: 39 - 52
Sistema flexible X-Cross: es un tipo de sistema flexible
patentado el año 2000, y que se caracteriza por tener
una particular configuración de postes y cables. Consiste
en tres postes de acero o de madera impregnada, de
los cuales dos se orientan en forma perpendicular al
terreno (o con cierto ángulo de inclinación), mientras
que el tercero se ubica de manera oblicua entre ellos.
Este último poste forma un ángulo de 30º con respecto
al terreno. El sistema se mantiene en su posición gracias
a los cables que pasan por los extremos de todos los
postes, y tiene un único anclaje para aquellos, ubicado
en la placa base que sostiene al poste oblicuo (Figura 15).
A diferencia de las estructuras flexibles tradicionales, en
este tipo de estructuras los cables perimetrales no van
anclados al terreno.
]
Castro, D. - Mery, J.-P. - Aravena, R. - Sanhueza, C.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 47
En general, en estos sistemas la superficie de contacto
bordea los 3m x 3m, que se encuentra reforzada por un
cable perimetral de acero φ14 a φ18. El entramado de
la malla principal se compone de cables de acero φ8 a
φ9, formando anillos de diámetro igual a 350 mm en el
caso del sistema Vela, y cuadrados de arista cercana a
los 300 mm en el caso del sistema Ombrello. En ambos
casos las cuerdas o tirantes de acero pueden tener un
diámetro entre φ12 mm y φ16 mm. Al conjunto anterior
se añade una malla hexagonal para evitar la caída
de pequeñas rocas o clastos. Además de servir como
protección contra avalanchas, este tipo de sistemas
puede tener otras funciones como el sostenimiento de
taludes (similar a la Tierra Armada). En estos casos, el
sistema de sujeción al terreno pasa de anclaje a una base
de hormigón, cuyas dimensiones son 1.50 m x 1.50 m
x 0.12 m (Vela), la que proporciona el anclaje al quedar
cubierta por la capas del talud de relleno.
Paredes: estas construcciones simples están generalmente conformadas con mampostería del sector lo que
permite configurar pequeñas terrazas en el caso de
que no sea posible efectuar cortes en el terreno, como
sucede en laderas rocosas. Entre la pared construida y
el terreno aguas arriba se realiza el relleno que permite
establecer el cambio de pendiente que permite reducir
el deslizamiento del manto de nieve. Este tipo de solución es efectiva para alturas de nieve menores a 1 m, y
son aplicables a pendientes del terreno menores a 40º
(MOP, 2002).
Reforestación: esta técnica es altamente durable y
consiste en plantar árboles en vastas zonas propensas a
desencadenar avalanchas de nieve. Sin embargo su puesta en marcha tarda algunos años, ya que debe esperarse
el crecimiento y maduración adecuada de las especies a
fin de que puedan soportar las presiones ejercidas por los
estratos de nieve. Este tiempo suele demorar al menos
30 años (MOP, 2002), por lo que la efectividad de esta
técnica en ese período depende de la complementación
con otras estructuras, entre las que se cuentan los trípodes. En Chile, las zonas propensas a avalanchas y sujetas
a algún tipo de medida o control, normalmente se ubican
en la alta cordillera (sobre 2.500 m.s.n.m.) donde no
existen las condiciones naturales para reforestar.
De acuerdo a Ganju y Dimri (2004), la inhibición de avalanchas en la zona de inicio mediante la reforestación es
efectiva ya que: (1) elimina casi por completo el arrastre
de la nieve a nivel superficial; (2) la nieve es retenida
en las copas de los árboles y se libera gradualmente; y
(3) se tiende a producir una distribución uniforme de
la temperatura de la nieve, induciendo a una mayor
estabilidad de la cubierta.
La cantidad de árboles por hectárea debería estar en torno a no menos de 1.800 unidades, debiendo plantarse
alrededor de 2.000 (MOP, 2002) para poder cubrir las
pérdidas por inadaptación y muerte de algunas especies.
En climas más fríos la reforestación es menos efectiva
dado el menor crecimiento de los árboles (Sandersen
y Lied, 2008). A esto debe sumarse la elevada altitud
geográfica en algunas regiones.
Trípodes: estas estructuras, preferentemente de madera, actúan en conjunto con la técnica de reforestación,
Figura 17 Sistema Vela, MBS-ADIC, France
48 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Castro, D. - Mery, J.-P. - Aravena, R. - Sanhueza, C.
Figura 18 Sistema Ombrello
[
páginas: 39 - 52
Figura 19 Trípodes como técnica complementaria a la
reforestación. Universität für Bodenkultur Wien, I. of
M. Risk Engineering, 2008
Figura 20 Conjunto de Snowgrippers. Incofil, Italia
no siendo necesarias una vez que han crecido los árboles. En la práctica esto ocurre cuando estos últimos
exceden en promedio la altura de la cubierta de nieve
máxima en el sitio (Armanini y Larcher, 2008).
Figura 21
Distribución de
presiones sobre un
snowgripper (vista en
planta). Incofil, Italia
Son diseñadas para una vida útil entre 40 y 50 años,
con una altura de 1.5 m y ancho 2 m, y se recomienda
que en pendientes fuertes la cantidad bordee las 1.000
unidades por hectárea (University of Natural Resources
and Applied Life Sciences Vienna, Institute of Mountain
Risk Engineering, 2008).
Pilotes: son postes de madera o metálicos que se hincan o anclan al terreno verticalmente, de manera de
proporcionar estabilidad al manto de nieve, evitando
su reptación y deslizamiento. El diámetro suele variar
entre 10 y 20 cm, con una proporción entre la parte enterrada y sobre el terreno igual a 2:1, recomendándose
además su instalación para pendientes menores a 35º y
profundidades de nieve máximas de 1 m para terrenos
débilmente cohesivos y mínimas de 0.6 m para terrenos
densos (MOP, 2002).
Snowgrippers: al igual que las estructuras anteriores,
estos dispositivos tienen la función principal de aumentar la rugosidad del terreno y con ello “amarrar”
el manto, ofreciendo resistencia al movimiento aguas
abajo. También aceleran el proceso de compactación de
la nieve por efecto de la transmisión de calor debido
a que están construidas en aluminio. Su altura varía
entre 1 y 1.5 m y tienen un peso máximo de 24 kg.
Se fijan al terreno mediante anclajes de los que son
fácilmente desmontables en épocas estivales cuando
no se necesitan.
páginas: 39 - 52
]
Se suelen instalar en grandes cantidades y son un complemento para sistemas tradicionales de contención de
avalanchas en la zona de inicio. En general no están
diseñados para resistir y absorber grandes cargas del
manto de nieve.
4. Discusión y conclusiones
El presente trabajo ha tenido por objetivo presentar una
breve y actualizada reseña sobre las técnicas utilizadas
para contener el manto de nieve en la zona de inicio
Castro, D. - Mery, J.-P. - Aravena, R. - Sanhueza, C.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 49
de avalanchas, junto con una síntesis del problema,
y los alcances que implica la intervención del manto
nival (Figura 22). Muchas de las consideraciones sobre
las solicitaciones involucradas, criterios de diseño, determinación de la altura de diseño del manto de nieve,
análisis de las fundaciones, operaciones de montaje y
mantenimiento no han sido tratadas dado la extensión
que ello involucra.
Las medidas para controlar avalanchas han de elegirse
acorde a cada lugar y circunstancia, debiendo recurrirse
en muchas ocasiones a más de un sistema de control
para que actúen complementariamente.
La instalación de estructuras en la zona de inicio para
retener el manto de nieve es una medida ampliamente
utilizada, especialmente porque no requieren de operaciones especiales ni sistemas electrónicos o mecánicos de
activación y son de bajo mantenimiento, a diferencia del
uso de explosivos, que requieren de la presencia humana
para ser colocados, lanzados, o de complejos sistemas
mecánicos que los transporten y operen a distancia.
Figura 22 Prevención de avalanchas en la zona de inicio.
Fuente: elaboración propia, R Aravena
50 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Castro, D. - Mery, J.-P. - Aravena, R. - Sanhueza, C.
[
páginas: 39 - 52
Pese a lo extendido de las medidas para sostener el
manto de nieve en la parte alta de la pendiente, tal
vez la mejor manera de controlar las avalanchas sea
minimizando la acumulación de nieve en las laderas, lo
que se logra parcialmente con la gestión del viento en
la zona de inicio para controlar la sobrecarga de nieve
por trasporte eólico o bien con el uso de explosivos o
explosiones de gases para generar desencadenamientos
artificiales de volúmenes controlados. De esta manera
se elimina de raíz el peligro que significa tener energía
potencial acumulada sobre objetivos vulnerables. Si bien
un buen diseño de las barreras de contención puede
sostener el manto para ciertas profundidades previstas,
lo que en realidad se está haciendo es acumular nieve
durante la temporada de invierno, situación que podría
incrementar el riesgo de deslizamientos hacia la primavera, cuando ocurren avalanchas húmedas y de fondo.
La activación artificial de avalanchas, sin embargo, no
es recomendable cuando el objeto vulnerable aguas
abajo de la senda se vea involucrada la presencia de
gran cantidad de personas. Cada vez que sea necesario
purgar la ladera generando una avalancha controlada,
necesariamente deberá evacuarse la instalación afectada, situación que resulta más fácil, por ejemplo, en
una carretera, centro de esquí, paso fronterizo o alguna
obra civil, que en un poblado, campamento industrial u
otra zona donde sea difícil movilizar gran cantidad de
personas cada vez que repita esta operación, situación
que puede ocurrir en cada nevazón o incluso varias
veces durante ella.
Actualmente las normas suizas y francesas llevan la vanguardia en estudios y recomendaciones para el diseño
de las estructuras de contención, lo que no libera a cada
región, donde ellas se apliquen, de adecuar y calibrar
estas recomendaciones acorde a las características locales. En este sentido se sugiere estudiar todas aquellas
variables que condicionan la mecánica de la nieve y las
solicitaciones ejercidas por los estratos de nieve como
por ejemplo: los tipos de cristales; su evolución en el
tiempo (metamorfismo); la densificación del manto por
sobrecarga de estratos nuevos; el tiempo transcurrido;
las condiciones meteorológicas; y el comportamiento
de los movimientos lentos del manto (reptación y deslizamiento); entre otros.
páginas: 39 - 52
]
Entre los parámetros involucrados en las normas suizas
de diseño utilizadas para cuantificar las presiones ejercidas, y que a juicio de los autores debería ser materia
de investigación y eventual calibración para cada región
donde se apliquen, destacan los factores K (reptación)
y N (deslizamiento) indicados en la Ec.1, y el factor de
altitud fc indicado en la Ec.2. Esta última variable, por
ejemplo, que representa el incremento de presiones en
función de la variación de la densidad del manto nival
con la altitud geográfica, ha sido estimada para elevaciones entre 1.000 y 3.000 m.s.n.m, situación que puede
incrementar las presiones (SN, Ec.1) hasta en un 30% (fc
= 1.3 para 3.000 m.s.n.m.). Este rango en general no
es representativo de las condiciones chilenas donde las
avalanchas tienen lugar a partir de los 2.500 m.s.n.m.,
llegando muy por sobre los 3.000 m.s.n.m. para las
zonas centro y norte, y una altitud algo más baja para
la zona sur del país.
En Chile no existen recomendaciones especiales en la
normativa fiscal (MOP, 2002) para el uso de los factores
mencionados en las ecuaciones Ec.1 y Ec.2, por lo que
la estimación de presiones en los mantos de nieve nacionales queda a criterio del proyectista. Tal es el caso,
por ejemplo, de Codelco Chile, División El Teniente,
donde el estudio de mitigación de avalanchas del camino
Tramo 5 consideró valores sin mayor fundamento para
los factores K y N (Ramírez, 2002).
Si bien las estructuras para retener el manto de nieve
son de bajo mantenimiento, no debe descuidarse la
verificación de su capacidad a lo largo de su vida útil,
puesto que si ella se pierde, se podría estar frente a
una situación de mayor peligro al tener un volumen
almacenado en la ladera, bajo condiciones altamente
inestables.
5. Agradecimientos
Los autores agradecen al experto en gestión de nieve y avalanchas, Sr. Luis Ramírez C., Asesor Gerencia
S&SO-Op. Invierno, Anglo American Chile, División
Los Bronces, por su colaboración en el desarrollo del
presente artículo.
Castro, D. - Mery, J.-P. - Aravena, R. - Sanhueza, C.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 51
6. Bibliografía
1.
2.
3.
4.
5.
6.
Ammann, W.J., Föhn, P.B.M. (1999). Snow Avalanches.
Coping study on disaster resilient infrastructure. IDNDR
Programme Forum 1999, United Nations, Geneva,
Switzerland.
Armanini, A., y Larcher, M. (Eds.). (2008). Detailed
performance study of countermeasures in selected test
areas (Report N° D2.2). Recuperado de IRASMOS Integral
Risk Management of Extremely Rapid Mass Movements:
http://irasmos.slf.ch/pdf/WP2_D22_20080520.pdf
Chaudhary, V., Singh, G., Chaudhary, A., y Singh, G.
(2002). Flexible retaining barriers for prevention of
avalanches on national highway NH-1A. Defence Science
Journal, 52(2), 191-200.
Chaudhary, V., y Singh, G. (2006). Structural measures
for controlling avalanches in formation zone. Defence
Science Journal, 56(5), 791-799.
Federal Office for the Environment / WSL Swiss Federal
Institute for Snow and Avalanche Research SLF. (2007).
Defense structures in avalanche starting zones. (Norma
suiza para estructuras de soporte). Bern, Suiza: Autores.
Ganju, A., y Dimri, A. P. (2004). Prevention and mitigation
of avalanche disasters in western himalayan region.
Natural Hazards, 31(2), 357-371.
7.
Institut Fédéral pour l’Étude de la Neige et des Avalanches.
(1968). Ouvrages paravalanches dans la zone de
décrochement (norma suiza para estructuras de soporte).
Davos, Suiza.
8.
Margreth, S. (1995). Snow pressure measurements on
snow net systems. Actes de colloque, Chamonix, 241248.
9.
McClung, D., y Schaerer, P. (2006). The avalanche
handbook (3ª ed.). Seattle, WA, EE.UU.: Mountaineers
Books.
52 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
10. MOP, Ministerio de Obras Públicas. (2002). Manual de
carreteras. (Vol. 3, Cap. 3.900), Chile: Autor.
11. Office Fédéral de l’Environnement des Forêts et du
Paysage / Institut Fédéral pour l’Étude de la Neige et
des Avalanches. (1990). Directives pour la construction
d’ouvrages paravalanches dans la zone de décrochement.
(Norma suiza para estructuras de soporte). Bern, Suiza:
Autores.
12. Pedrero V. y Márquez R. (1985). Control de avalanchas
de nieve. Memoria de título para optar al título de
Constructor Civil, Pontificia Universidad Católica de
Chile, Escuela de Construcción Civil. Santiago, Chile.
13. Ramírez, L., y Mery, J.P. (2007). Las avalanchas en Chile:
efectos y sistemas de control. Revista de la Construcción,
6(1), 48-63.
14. Ramírez, R., (2002). Estudio de sobrecargas de avalanchas
y análisis de protecciones para el camino ColónSewell,Carretera El Cobre. Memoria para optar al título
de Ingeniero Civil, Universidad Técnica Federico Santa
María, Departamento de Obras Civiles. Santiago, Chile.
15. Rheinberger, C., Bründl, M., Rhyner J. (2009). Dealing
with the White Death: Avalanche Risk Management for
Traffic Routes. Risk Analysis,29(1), 76-94.
16. Sandersen, F., y Lied, K. (Eds.). (2008). Recommendations
for future installation and implementation of
countermeasures against rapid mass movements
(Report N° D2.3). Recuperado de IRASMOS Integral Risk
Management of Extremely Rapid Mass Movements:
http://irasmos.slf.ch/pdf/WP2_D23_20080707.pdf
17. University of Natural Resources and Applied Life Sciences
Vienna, Institute of Mountain Risk Engineering. (2008).
Catalogue of current structural and non-structural
(active/passive) countermeasures against debris flows,
rock avalanches, and snow avalanches. (Reporte
Nº D2.1). Recuperado de IRASMOS Integral Risk
Management of Extremely: http://irasmos.slf.ch/pdf/
WP2_D21_20080502.pdf
Castro, D. - Mery, J.-P. - Aravena, R. - Sanhueza, C.
[
páginas: 39 - 52
Multidimensional
approach for postdisaster reconstruction
of social housing
and habitat in developing
countries: case studies
in Cuba
Enfoque multidimensional
de la reconstrucción postdesastre de la vivienda
social y el hábitat
en países en vías de
desarrollo: estudios de
casos en Cuba
Autores
OLIVERA, A.
Dr. Arq.
Universidad Central “Marta Abreu” de Las Villas, Cuba
[email protected]
GONZÁLEZ, G.
Dr. Arq.
Universidad Central “Marta Abreu” de Las Villas, Cuba
[email protected]
Fecha de recepción
21/09/2010
Fecha de aceptación
01/12/2010
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 53
Resumen
El artículo muestra los resultados de una
investigación realizada con el objetivo de
demostrar, mediante el estudio de casos
en escenarios locales cubanos afectados
por huracanes, la necesidad de aplicar
un enfoque multidimensional en la reconstrucción postdesastre de la vivienda social y el hábitat, profundizando
en problemas que son comunes a otros
contextos, en particular en países en vías
de desarrollo.
El núcleo conceptual del artículo lo constituye el carácter multidimensional que
debe tener la intervención postdesastre
en el campo de la vivienda, así como en
el análisis del denominado Ciclo de Reproducción del Riesgo en la recuperación
posterior al desastre, como consecuencia
de no articular entre sí las diferentes
dimensiones del hábitat que deben ser
tenidas en cuenta en la reconstrucción.
Mediante un abundante estudio del estado del arte y de investigaciones de
los autores, se propone un sistema de
dimensiones y variables de la reconstrucción postdesastre de la vivienda social,
en los planos sociocultural, económico,
tecnológico y ambiental. Estos aspectos
se reflejaron en métodos y herramientas
de investigación para el estudio in situ
de casos locales de reconstrucción postdesastre y la identificación de prácticas
de referencia.
Las lecciones aprendidas en los casos
cubanos, en un contexto político y social
caracterizado por avanzadas medidas sociales y una gran cohesión comunitaria,
demuestran que las lecciones que nos
enseña la práctica postdesastre en el
sector habitacional indican la necesidad
de lograr enfoques multidimensionales
más sostenibles.
Palabras claves: Vivienda social, reconstrucción postdesastre.
Abstract
The paper shows the findings of a research
carried out to demonstrate –by means of
the study of cases in Cuban local contexts
affected by hurricanes– the necessity to
apply a multidimensional approach in
the post-disaster reconstruction of social
housing and the habitat, in particular in
developing countries.
The conceptual core of the paper is
the multidimensional character of the
post-disaster intervention in the field
of housing, as well as in the analysis of
the so-called Risk Reproduction Cycle in
the recovery to the disaster, as the result
of insufficient relationships among the
various reconstruction dimensions to be
considered in reconstruction.
After deep study of the state of the art
and investigations of the authors, the
paper proposes a system of dimensions
and variables for the post-disaster
reconstruction of the social housing in the
social and cultural, economic, technological
and environmental topics. These aspects
were reflected in research methods and
tools for the on-site study of local cases
of post-disaster reconstruction and the
identification of benchmark practices.
The lessons learned from the Cuban cases in
a political and social context characterized
by advanced social measures and great
community cohesion confirm the lessons
taught to us by the post-disaster practices
in the field of social housing and the
necessity of achieving more sustainable
multidimensional approaches.
Key words: Social housing, post-disaster reconstruction
54 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Olivera, A. - González, G.
[
páginas: 53 - 62
1. Introducción
En la literatura se encuentran numerosos reportes especializados que evalúan y conceptualizan sobre el carácter
multidimensional de la reconstrucción postdesastre de
la vivienda y el hábitat.
Nuevos entornos del riesgo de desastre para la
vivienda social y el hábitat en los países en vías de
desarrollo
El medio construido, y en especial los asentamientos
urbanos y las viviendas, ha experimentado el impacto
más severo de los desastres naturales. A la luz de este
incremento de la intensidad y recurrencia de dichas
catástrofes, los enfoques clásicos que interrelacionan
los conceptos de vulnerabilidad, riesgo y desastre, en
el medio construido, pueden sintetizarse entre la interacción dialéctica entre lo que podría denominarse el
estado de vulnerabilidad y el grado de resiliencia para
un contexto dado y bajo un conjunto de circunstancias
políticas, económicas y sociales actuantes (Olivera,
2009). Los países en vías de desarrollo constituyen, con
mayor frecuencia, un escenario recurrente para estas
manifestaciones.
Como señala Mansilla (2000), la ciudad como blanco
de desastres y espacio propicio para la generación y
agudización del riesgo, se ha evidenciado ya bastante
en todo el mundo y con especial énfasis en los países
subdesarrollados. En un informe mundial elaborado por
el Programa de las Naciones Unidas para el Desarrollo se
establece un claro nexo entre los procesos de desarrollo y las consecuencias de los desastres naturales. Este
documento argumenta que si bien solo el 11% de las
personas expuestas a peligros naturales vive en países
con un bajo índice de desarrollo humano, representan
más del 53% en el total de las muertes registradas
(PNUD, 2000).
En el informe base para la Conferencia Mundial sobre
la Reducción de Desastres, celebrada en 2005 en Hyogo, Japón, se avizora un futuro de creciente amenaza
para el desarrollo sostenible de los países en desarrollo,
vinculándolo con la persistencia de determinadas condiciones demográficas, tecnológicas y socioeconómicas,
a la urbanización sin plan, el desarrollo en zonas de
alto riesgo y a otras consecuencias del subdesarrollo
(EIRD, 2005).
Las viviendas y su hábitat son objetos de los peores
efectos y consecuencias del desastre, por la implicación social y humana de sus daños. Argüello-Rodríguez
(2004) reconoce que la satisfacción de la necesidad de
vivienda lleva a una serie de acciones constructivas que
incluyen el uso de tierras inadecuadas para habitar,
el uso de edificios urbanos en malas condiciones y la
generalizada autoconstrucción, entre otras formas de
satisfacer una demanda no solvente, cuyas consecuencias acrecientan el riesgo.
páginas: 53 - 62
Carácter multidimensional de la reconstrucción
postdesastre de la vivienda social y el hábitat
]
Boen y Jigyasu (2005) argumentan la necesidad de las
consideraciones culturales locales en las decisiones relativas a la reconstrucción postdesastre del hábitat popular
tradicional. Los ejemplos que aportan, relativos a la
relocalización fallida de población damnificada en Indonesia, después del terremoto de 1992, ponen énfasis en
las consecuencias a mediano plazo de acciones políticas
y tecnocráticas a espaldas de análisis más diversos del
fenómeno de la recuperación posterior al desastre.
En igual sentido se pronuncian Snarr y Brown (1978),
analizando la relocalización de poblados rurales del
norte de Honduras, arrasados por el huracán Fifi, en
1974 y donde al cabo de varias décadas se verificó un
flujo de retorno de población hacia sus zonas de riesgo
originales, al no tenerse en cuenta aspectos propios de
su cultura autóctona y tradición social en el reasentamiento llevado a cabo después del desastre.
En el plano de las consideraciones socioculturales tradicionales dentro de la reconstrucción del hábitat, Shanmugaratham (2005) profundiza en el caso de la respuesta postdesastre en asentamientos costeros del nordeste
de Sri Lanka después del tsunami de 2005, donde la
interpretación de sus realidades culturales y religiosas y
de sus tradiciones culturales permitió aplicar estrategias
participativas más efectivas en la reconstrucción de la
vivienda popular de esas regiones.
Burak (2006) aporta interesantes consideraciones en
la reconstrucción postdesastre de la vivienda social
urbana, tomando como caso de estudio las acciones
llevadas a cabo en Dinar, Turquía, después del terremoto
que destruyó parcialmente su centro urbano en 1995.
Se muestra un estudio de ocho años sobre parte de la
población damnificada en ocasión del sismo, comprobándose secuelas sociales y sicológicas, así como otras
consecuencias de tipo cultural, debido al diseño de
viviendas sociales desconectado con las aspiraciones
e idiosincrasia de sus habitantes; así como la inserción
de barrios residenciales relocalizados de áreas de riesgo
hacia otras zonas urbanas y periurbanas con hábitos y
costumbres ajenas a la población reasentada.
Otros autores, como O´Brien, Ahmed & Hes (2008),
Ozden (2006), Limoncu & Çelebio lu (2006), Le Masurier,
Rotini & Wilkinson (2004), basándose en experiencias
de reconstrucción postdesastre de zonas residenciales,
Olivera, A. - González, G.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 55
con preferencia de viviendas sociales y populares, tanto
en entornos urbanizados como rurales, llaman también
la atención sobre su carácter eminentemente multidimensional.
El Ciclo de Reproducción del Riesgo en la
reconstrucción postdesastre
Las experiencias referenciadas en el presente trabajo y
otras que hacen un análisis de las prácticas de reconstrucción postdesastre en el caso de la vivienda social y
popular (Salazar, 2002; Berke, Kartez & Wenger, 1993
y Duyne & Pittet, 2007) ponen en evidencia las consecuencias de abordar unilateralmente y sin articular entre
sí dimensiones complementarias durante el proceso de
recuperación. Trabajos como los de Jha et al. (2010) y
Stephenson (2008) abordan más profunda y sistemáticamente los requerimientos técnicos, socioculturales,
económicos y ambientales para que la intervención
postdesastre del medio construido logre racionalidad
y sostenibilidad.
Usualmente en el proceso de la reconstrucción del medio
construido actúan diversos actores externos sin suficiente conexión entre sí (ayuda humanitaria, agencias
internacionales, organismos nacionales centrales, sector
empresarial), predominando la introducción de modelos
externos en el planeamiento y diseño del nuevo hábitat;
así como de tecnologías no totalmente compatibles con
las condiciones culturales y sociales de la población a la
cual están destinadas. González & Olivera (2010) realizan
un estudio comparado de prácticas de reconstrucción
postdesastre en cuatro localidades cubanas, después
del paso de varios huracanes de gran intensidad, dos
de ellas asentamientos rurales y dos comunidades de
pescadores. El resultado fue la comprobación de disfuncionalidades en el hábitat reconstruido y la reproducción
de condiciones de vulnerabilidad.
Se comprobó la ocurrencia del denominado Ciclo de Reproducción del Riesgo, ya definido con anterioridad por
Olivera (2009, 2010) en la reconstrucción post-desastre
en el medio edificado. La explicación de este concepto
es auxiliada mediante el esquema de la figura 1. El hábitat construido actual, caracterizado por los factores de
vulnerabilidad presentes, sobre todo en países en vías
de desarrollo (concentración edificatoria y de población
urbana, tipologías constructivas vulnerables, precariedad
del hábitat, riesgos antrópicos) se ve impactado por un
evento natural extremo (huracán, terremoto, inundación) y deviene en una situación de desastre. Tanto en
la fase de respuesta (emergencia postdesastre), como de
reconstrucción, actúa una diversidad de actores que, con
similar finalidad (la recuperación y normalización), no
logran necesariamente la armonización de sus decisiones
y acciones, dando por resultado un hábitat intervenido,
pero que no soluciona adecuadamente su vulnerabilidad
original, e incluso pueden aparecer nuevos riesgos, con
lo cual en futuros fenómenos naturales se producen
situaciones catastróficas, que vuelven a tener tales
respuestas, verificándose un ciclo de reproducción del
riesgo que, a la larga, repercute en un retraso del desarrollo local sostenible y trae consecuencias humanas
y sociales indeseables.
Dimensiones de la reconstrucción postdesastre de la
vivienda social y el hábitat
A la par con el carácter multidimensional de la vulnerabilidad del medio construido (Patiño, 1999; Wilches-Chaux
Figura 1 Esquema del Ciclo de Reproducción del Riesgo de la reconstrucción
postdesastre de la vivienda y el hábitat (Fuente: Olivera, 2009)
56 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Olivera, A. - González, G.
[
páginas: 53 - 62
1989, citado por Cardona, 2003), se ha demostrado que
la reconstrucción postdesastre de la vivienda social y
el hábitat también se compone en dimensiones que,
actuando holísticamente, contribuyen a la restauración
de las condiciones integrales del marco físico en que la
comunidad y la sociedad logran alcanzar la normalidad
después del trauma del desastre.
Del prolijo análisis de la bibliografía especializada y,
sobre todo, del caudal de información aportada por
los estudios de casos y experiencias en diversas partes
del mundo (Centroamérica, Pakistán, Indonesia, Japón,
América del Sur, el Caribe), donde se han extraído las
prácticas más significativas y el seguimiento a mediano y
largo plazo del resultado de las políticas, estrategias y acciones emprendidas para la recuperación de las ciudades
y los asentamientos, pueden establecerse las principales
dimensiones de la reconstrucción post-desastre:
–
–
–
–
Dimensión
Dimensión
Dimensión
Dimensión
social-cultural
económica
tecnológica
ambiental
La dimensión social-cultural persigue que la reconstrucción postdesastre de la vivienda y el hábitat logre
una real activación del protagonismo de los individuos,
la familia y la comunidad local en las acciones que se
emprendan en el contexto local para la recuperación,
tanto en la toma de decisiones que involucran al ámbito
socio-comunitario, como en la capacidad de autogestión
de la población, a la vez que se armonice con la identidad social y cultural local, regional y nacional.
Las variables identificadas en esta dimensión social y
cultural son:
– Apropiabilidad de la nueva vivienda postdesastre al
perfil sociológico local.
– Protagonismo participativo de la población local en
la recuperación del hábitat.
– Respeto por la cultura local en la reconstrucción del
medio construido.
– Enfoque de género y atención a grupos en desventaja
social de las acciones.
– Respeto por las aristas socioculturales de la relocalización postdesastre de asentamientos.
La dimensión económica no puede de dejar de actuar
en la intervención postdesastre, contribuyendo a que la
misma contribuya a la sostenibilidad económica local,
tanto para las instituciones y organizaciones estatales
de la localidad, como en la factibilidad de activar un
cofinanciamiento por la población de las acciones de
recuperación postdesastre del hábitat construido, en
condiciones asequibles a la economía familiar, de tal
páginas: 53 - 62
]
manera que permita reducir la carga presupuestaria al
gobierno local, de las regiones y del país.
Las variables de la dimensión económica son:
– Bajos costos y asequibilidad de la vivienda postdesastre a los beneficiarios.
– Esquemas de financiamiento progresivo por la población y sus organizaciones.
– Minimización de la inversión de recursos externos a
la localidad y al país.
– Activación económica local mediante la generación
de empleos en las tareas de reconstrucción.
– Respeto por los problemas de economía local y
familiar en la relocalización postdesastre de asentamientos.
La dimensión tecnológica es una de las más presentes
en la práctica recuperativa postdesastre, aunque es
esencial que en la misma se logre apropiabilidad con
las características y posibilidades técnicas y materiales
comunes a las condiciones tecnológicas y económicas de
la localidad, el territorio y el país y permitan una efectiva
mitigación del riesgo existente de desastre y prevención
del mismo ante amenazas y peligros recurrentes.
Las variables que componen la dimensión tecnológica
son:
– Uso de materiales y productos locales en la reconstrucción de la vivienda y el hábitat.
– Adaptabilidad al contexto local de las técnicas y
materiales empleados.
– Compatibilidad de las tecnologías de reconstrucción
con la cultura local.
– Apropiabilidad local y consolidación sostenible de las
técnicas y materiales empleados en la recuperación
de la vivienda.
– Fomento del uso de mano de obra local e intensiva en
los trabajos técnicos de recuperación postdesastre.
– Reutilización de desechos y materiales resultantes
del desastre.
– Evitación de la reproducción del riesgo.
En la dimensión ambiental, debe ponerse la mira en
contribuir a reducir el impacto ambiental de la reconstrucción postdesastre y a lograr criterios de desarrollo
sostenible del medio ambiente natural y construido de la
localidad y el territorio, aprovechando el conocimiento
tradicional y local de resiliencia o pervivencia ante las
amenazas y peligros recurrentes.
Las variables identificadas de la dimensión ambiental son:
– Racionalidad energética de la vivienda postdesastre.
– Reutilización de desechos resultantes del desastre.
Olivera, A. - González, G.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 57
– Racionalidad del uso del agua en los trabajos de
reconstrucción.
– Minimización del impacto ambiental local de los
materiales que se empleen en la recuperación.
– Racionalidad del uso del suelo, sobre todo en la
reconstrucción de ámbitos urbanos.
2. Objetivo y métodos de la investigación
Experiencias del desastre y lecciones por aprender
Algunos autores (Lavell, 2000; Cardona, 2003 y Cuny,
1983, citado por Lavell, 2000) entienden la relación
desastre-desarrollo bajo un prisma ambivalente no
exento de cierta paradoja, donde el desastre puede
interrumpir el proceso de desarrollo mientras, a la vez,
ofrecer oportunidades para el desarrollo futuro. Otros
enfoques son sustentados, como los de Xavier (1996),
el que considera que las condiciones de subdesarrollo
son consecuencia también del subdesarrollo de las infraestructuras económico-sociales, tanto en el campo
como en las ciudades, contexto en donde los daños del
desastre comprometen o retrasan el desarrollo urbanosocial del hábitat construido.
El carácter cíclico de la reproducción del riesgo en la
reconstrucción postdesastre, cuando la misma no es el
resultado de una multidimensionalidad en su concepción, es también una evidencia de las contradicciones
que aún persisten y de las lecciones por aprender en
materia de recuperación del medio construido. Por ello,
el objetivo de la investigación desarrollada fue el de
demostrar, mediante el estudio de casos en escenarios
locales cubanos afectados por huracanes, la necesidad
de aplicar un enfoque multidimensional en la reconstrucción postdesastre de la vivienda social y el hábitat.
La hipótesis de investigación estableció que, aunque
el contexto político e institucional de un país en vías
de desarrollo sea propicio para la minimización de factores de riesgo colectivo ante los desastres naturales,
sobre todo en el fortalecimiento de la protección civil
y la preservación del patrimonio, los bienes y el medio
ambiente, como es el caso de Cuba, para el logro de
efectividad y sostenibilidad, las acciones de reconstrucción del hábitat edificado requieren de tener en cuenta
dimensiones no solo técnicas y materiales, sino sociales,
culturales y ambientales.
Métodos y herramientas para el estudio
En el estudio se emplearon métodos empíricos de investigación, basados en la observación directa y en la
58 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
creación de un instrumental de procedimientos para la
obtención y posterior interpretación de la información.
Se confeccionó un surtido de herramientas de indagación, formado por cuestionarios de entrevistas a la
población y otros actores locales y de la comunidad. Se
combinaron procedimientos de entrevista, observación
de la realidad, pesquisaje de situaciones y otros procesos. Se privilegió la aplicación directa, sin intermediarios
y enfatizando el contacto del entrevistador con la realidad en observación.
Las herramientas de investigación se destinaron a evaluar
in situ la manifestación de las diferentes dimensiones de
la reconstrucción postdesastre de la vivienda social y el
hábitat (social-cultural, económica, tecnológica, ambiental), a través del sistema de variables caracterizadoras
de cada dimensión, a partir del propósito de identificar
las prácticas aplicadas y sus efectos y consecuencias en
el ámbito local.
3. Estudio de casos en Cuba
Los casos estudiados se refieren a procesos de reconstrucción postdesastre en la vivienda social y el hábitat,
llevados a cabo después de la afectación por huracanes
y otros fenómenos hidrometeorológicos. Estos eventos
extremos vienen acusando una tendencia de aumento
en su formación e intensidad por los cambios climáticos
que se verifican en el planeta, sobre todo debido al calentamiento global que repercute en el aumento de la
temperatura de los océanos y, consecuentemente, una
mayor aparición de organismos ciclónicos; sin embargo,
es insuficiente la razón de cambio y mejoramiento de las
condiciones de seguridad del medio construido en Cuba,
sobre todo de las viviendas, causando situaciones de
desastre por la magnitud de daños directos e indirectos
en las edificaciones y la infraestructura.
Isabela de Sagua: Retos de la
relocalización postdesastre
El asentamiento de Isabela de Sagua es un pequeño
poblado de pescadores que se encuentra ubicado en la
costa norte de la región central de Cuba y se extiende
hacia el océano sobre una estrecha península de 1.700
m de longitud, con anchos que oscilan entre los 200
y 450 m. Fundado en 1844, ha sido víctima durante
toda su historia de los fenómenos meteorológicos y la
penetración del mar.
Con una población de 2.400 habitantes, la actividad
económica fundamental de la comunidad es la pesca,
tanto de litoral como en mar abierto. Hasta mediados
del siglo pasado en Isabela de Sagua existió un puerto
Olivera, A. - González, G.
[
páginas: 53 - 62
con gran actividad para la importación de mercancías y
el cabotaje y exportación de azúcar de caña y otros productos. Su vivienda tradicional es de madera, asentada
sobre pilotes sobre la línea de costa, de tal manera que
las embarcaciones de los pescadores son amarradas en
su propia casa o muy cerca de ella.
En 1985 el pueblo fue semidestruido por el huracán
Kate y como medida postdesastre se decidió por las
autoridades centrales del gobierno de la provincia la
relocalización de los habitantes de zonas más vulnerables hacia un nuevo asentamiento, situado a
diez kilómetros de la costa, en la profundidad del
territorio.
Como alternativa para darle una vivienda definitiva y
adecuada a los damnificados en el más breve plazo
posible, se optó por construir 35 edificios multifamiliares seriados de cinco niveles de altura, con elementos
prefabricados de grandes paneles de hormigón armado,
fabricados en plantas fijas de producción continua en
la cabecera provincial, a veinte kilómetros de distancia.
El plan urbanístico del futuro poblado respondió a los
cánones modernos, con calles ortogonales y áreas exteriores de intercambio social (ver foto 1).
En el año 2000 se detuvo la construcción de nuevos
edificios, ya que los reubicados quedaron definitivamente en el 60% de las familias, e incluso una parte
significativa de los ya asentados emprendieron un flujo
de regreso y reocupación en el pueblo original, muchas
veces en casas improvisadas y, de hecho, más vulnerables
que las originales; pero que permitieron a una población
formada por pescadores, que siguieran ejerciendo sus
ocupaciones habituales y continuando un modo de vida
tradicional.
Lecciones aprendidas:
• La población no puede contemplarse bajo el marco
rígido de damnificados y, por tanto, víctimas del
desastre, sino que tiene que jugar un rol activo en
la fase de toma de decisiones. El tema de la relocalización de asentamientos es especialmente complejo
y delicado. Cuando tales medidas se adoptan de
espaldas a las realidades sociales, histórico-culturales
y de la economía local y personal de los ciudadanos
objeto de reasentamiento, las mismas pueden ver
revertido su efecto, pretendidamente beneficioso,
a perjudicial, lo que a la larga afecta a la población
que se ve insertada en escenarios de nuevos riesgos
ante futuros desastres.
Gibara: ¿Emergencia versus sostenibilidad?
Situada al norte de la oriental provincia de Holguín,
Gibara fue una de las localidades con mayores daños
como resultado del paso del huracán Ike por Cuba, en
septiembre de 2008. La ciudad de Gibara tiene valores
turísticos y culturales y la pesca es uno de sus sustentos principales. Además, una parte importante de su
población trabaja en el sector agropecuario y de los
servicios.
La construcción del asentamiento se ejecutó por etapas, pero aun así, diez años más tarde y a pesar de
determinadas disposiciones gubernamentales que indicaron la relocalización de la población, solamente se
habían trasladado para su nueva ubicación la tercera
parte de los habitantes previstos, existiendo diversas
causales que se utilizaron por los demás para impedir
o retrasar su reasentamiento. En la práctica, el asentamiento operó como un poblado-dormitorio para
un núcleo poblacional que encontraba en el mar sus
medios de subsistencia.
páginas: 53 - 62
]
El huracán provocó que más del 60% de las viviendas
de este municipio se desplomaran o fueran seriamente
dañadas por los embates de los vientos y la inclemencia
del mar. Cerca de dos mil familias quedaron sin hogar
y como parte de las acciones de reconstrucción postdesastre que se emprendieron en la ciudad, una parte
de las mismas, sobre todo las que residían en zonas de
riesgo por su proximidad a la costa, fueron reasentadas
en otros lugares menos peligrosos. Una de estas relocalizaciones se produjo en un pequeño núcleo de 16
casas, inicialmente construidas con carácter temporal;
pero convertidas en viviendas definitivas, siguiendo un
simple trazado vial no pavimentado.
La vivienda tradicional gibareña, de fuerte arraigo popular, es modesta, construida con materiales locales
y cuando se asienta en lugares periurbanos o rurales
Olivera, A. - González, G.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 59
sin servicios de alcantarillado o tratamiento colectivo
de residuos, emplea letrinas individuales sobre pozos
negros. Además, es un tipo de vivienda que emplea el
saber popular para facilitar ventilación e iluminación
naturales para el bienestar de sus habitantes.
Ante la magnitud de los daños por el huracán y la consiguiente cantidad de familias sin techo, las agencias estatales actuantes decidieron emprender la construcción
de viviendas reducidas y económicas, empleando materiales locales, agrupadas en pequeños asentamientos
en los suburbios de la ciudad de Gibara, con el objetivo
de alojar a los damnificados hasta lograr soluciones
definitivas. En Cuba no es usual el empleo de tiendas,
albergues temporales u otras soluciones de vivienda de
emergencia; sino que se prefiere apelar a la ubicación
transitoria de la población afectada en instalaciones
públicas adaptadas para ese fin y en reubicaciones
temporales en casas de vecinos y familiares, con fuerte
apoyo estatal para ello.
No obstante, pasados dos años del paso del huracán,
las viviendas construidas con propósitos temporarios
pasaron a ser permanentes, sin acciones constructivas
que permitieran su acondicionamiento o ampliación
posterior, a modo de emplear el núcleo inicial como
semilla para un planteamiento progresivo de lograr
moradas permanentes. El resultado fue un barrio con
características precarias, sin infraestructura a nivel de
asentamiento, con casas sin servicios sanitarios ni de
evacuación y tratamiento de aguas servidas; apareciendo
nuevos riesgos en lo que debió ser una solución gradual
y concertada para las familias que perdieron sus hogares
durante el desastre (ver foto 2).
Lecciones aprendidas:
• La emergencia no está reñida con la sostenibilidad
en reconstrucción postdesastre del hábitat. Si bien es
válido no invertir recursos en soluciones efímeras o a
corto plazo, como las tiendas desmontables u otras
similares, tampoco deben emprenderse acciones que
coloquen a la población en condiciones precarias. La
vivienda social postdesastre puede aspirar a lograr
soluciones definitivas mediante un enfoque de construcción progresiva y brindándole a sus residentes un
confort aceptable.
Niquero: Dinero, tecnologías y algo más
Niquero es un municipio que se baña con las aguas del
golfo de Guacanayabo, zona recurrentemente asolada
por huracanes y penetraciones del mar de la parte
sudeste del archipiélago cubano. En 2006 el huracán
Dennis, que causó importantes daños en varios países de
la cuenca del Caribe, afectó territorios costeros al sur de
Cuba, dejando en Niquero miles de viviendas destruidas
o con grave compromiso estructural.
El caso de estudio específico en este municipio lo constituyó el barrio Cachón, originalmente formado por
modestas casas de madera y de ladrillos cocidos, generalmente de ejecución popular y con techos inclinados
de madera y cubierta de tejas de barro. Su trazado era
irregular, sin urbanización y carente de acueducto y
alcantarillado. Este fue uno de los asentamientos más
afectados por los efectos del huracán y, por ello, fue
objeto de reconstrucción sin relocalización de la población, sino mediante intervención in situ.
Las autoridades locales de este municipio rural tuvieron
un carácter activo e independiente en la reconstrucción
postdesastre del hábitat destruido. Dentro de sus primeras acciones recuperativas, y a merced de las ayudas financieras estatales y de otras agencias externas,
activaron capacidades endógenas para la producción
de materiales tradicionales de amplio arraigo en la
localidad, como los hornos rústicos de ladrillos cocidos
de barro y talleres de fabricación de bloques huecos de
hormigón de gravilla. Lograron también que la población
damnificada se organizara comunitariamente y decidiera
su incorporación como fuerza activa en la producción de
estos recursos, mediante programas populares.
Lo anterior permitió que se acortaran los plazos de
reconstrucción del hábitat destruido o dañado y se
aprovecharan convenientemente las potencialidades
sociales de la localidad. En el barrio Cachón se lograron
viviendas que son reflejo de la identidad tradicional de
la localidad, se contribuyó a la cohesión social y se alcanzaron soluciones económicas, a la vez que seguras
y sostenibles (ver foto 3).
60 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Olivera, A. - González, G.
[
páginas: 53 - 62
trabajan en empresas agrícolas estatales y es común que
las mujeres se dediquen a sus labores domésticas.
Las viviendas reconstruidas en el asentamiento de Calabazas son menos vulnerables que las destruidas, gracias
al empleo de tecnologías más seguras en sus estructuras
y techos; sin embargo, carece de acueducto y alcantarillado; así como de redes exteriores viales o peatonales, ni
áreas exteriores caracterizadas. Interiormente, las casas
son reducidas, y a criterio de sus ocupantes, población
damnificada beneficiaria de estas acciones estatales, no
responde en cuanto a sus espacios y disposición interior,
a determinadas necesidades impuestas por su modo de
vida y trabajo, eminentemente rural.
Lecciones aprendidas:
Lecciones aprendidas:
• La multidimensionalidad de la reconstrucción del
hábitat es la vía más sostenible para convertir el desastre en un factor de oportunidad para el desarrollo
local. Las ayudas financieras y en tecnología pueden
no lograr sus resultados si no se ven acompañadas
de acciones de tipo social, que empoderen a la
población local y coincidan con sus aspiraciones y
realidades sociocomunitarias.
• Las viviendas postdesastre construidas por iniciativa
estatal o por otros actores de asistencia, pueden ser
más seguras y resolver el agudo problema humano y
social de darle alojamiento a quien perdió su hogar,
no obstante, si no se aviene a la realidad idiosincrásica, aspiraciones y necesidades de sus beneficiarios,
acorde con sus tradiciones y cultura local, no lograrán la efectividad integral que se pretende.
4. Discusión y conclusiones
Calabazas: Cultura local y reconstrucción
Calabazas en un nuevo asentamiento habitacional creado en un barrio periurbano del poblado de Buenaventura, capital de un municipio sin costas, al oeste de la
provincia de Holguín, donde su actividad económica
principal es agropecuaria. Este asentamiento fue construido para restituirle viviendas permanentes a familias
que perdieron las suyas como resultado de los efectos
causados por el huracán Ike, el cual atravesó la provincia
en septiembre de 2008, destruyendo o dañando severamente 8.000 de las 20 mil casas de este municipio y
dejando sin morada a más de 1.400 familias.
Las viviendas tradicionales de Buenaventura poseen la
tipología arquitectónica típica de las casas rurales que
han sido fabricadas en la campiña cubana en los últimos
cuarenta años: planta concentrada, con disposición
rectangular, generalmente con dos o tres dormitorios
y un pequeño portal o zaguán frontal; paredes de ladrillos cocidos fabricados artesanalmente en la zona y
techos de tejas de barro, con doble inclinación hacia
ambos lados.
La población damnificada que se benefició con la reconstrucción postdesastre de estas viviendas está formada,
en su mayor parte, por campesinos asalariados que
páginas: 53 - 62
]
En el estudio de las regularidades de la reconstrucción
postdesastre del hábitat construido, la investigación
empírica es indispensable. Los resultados obtenidos en
los casos expuestos demostraron la validez de los métodos aplicados y sus herramientas de indagación, donde
se concedió especial significación a los criterios de la
población damnificada, los actores locales y externos
que intervinieron; así como en la observación in situ de
las soluciones de arquitectura y planeamiento urbano
de la vivienda social.
Las lecciones aprendidas en los casos cubanos, en un
contexto político y social caracterizado por avanzadas
medidas sociales y una gran cohesión comunitaria,
demuestran que las lecciones que nos enseña la práctica postdesastre en el sector habitacional indican la
necesidad de lograr enfoques multidimensionales más
sostenibles.
Los países en vías de desarrollo tienen problemáticas
propias y escenarios de riesgo diferentes a las naciones
desarrolladas. En ese contexto, la multidimensionalidad
de la reconstrucción postdesastre se convierte en el más
seguro camino para una recuperación a mediano y largo
plazo, que contribuya más efectivamente a sus metas
de desarrollo, dentro de la consabida máxima de darle
soluciones locales a problemas globales.
Olivera, A. - González, G.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 61
Referencias
12. Mansilla, E. (2000). Riesgo y ciudad. México, D.F.:
Universidad Nacional Autónoma de México.
1.
Arguello-Rodríguez, M. (2004). Riesgo, vivienda y
arquitectura. En Congreso ARQUISUR. San Juan,
Argentina: Universidad de San Juan.
2.
Berke, P., Kartez, J. & Wenger, D. (1993). Recovery after
disaster: Achieving sustainable development, mitigation
and equity. Disasters, Volume 17, Number 2, 1-8.
3.
Boen, T. & Jigyasu (2005). Cultural considerations for
post disaster reconstruction post-tsunami challenges.
Obtenida el 5 de Julio de 2010, de http://www.odihpn.
org/report.asp?ID=2798/
14. Olivera, A. (2009). ¿Emergencia vs. sustentabilidad?:
Encrucijada tecnológica de los proyectos de recuperación
temprana de desastres en el hábitat construido. En III
Conferencia Internacional de Ecomateriales. Bayamo,
Cuba: Universidad Central “Marta Abreu” de Las Villas.
4.
Burak, E. (2006). A study in post-disaster home
environments: A comparative case study between people
living in villages and in the town center of Dinar, Turkey.
Obtenida el 5 de Julio de 2010, de www.grif.umontreal.
ca/pages/papersmenu2006.htm
15. Olivera, A. (2010). Challenges of the post disaster
intervention in development and transition countries: the
Cuban experience. En 5th. I-REC Conference of Participatory
Design and Appropriate Technology for Post-Disaster
Reconstruction. Ahmedabab, India: CEPT University.
5.
Carmona, O. D. (2003). Gestión integral de riesgos y
desastres. Barcelona: Universidad Politécnica de Cataluña.
6.
Duyne, J. & Pitttet, D. (2007). Post-disaster housing
reconstruction Current trends and sustainable alternatives
for tsunami-affected communities in coastal Tamil Nadu.
Lugano, Suiza: University of Applied Sciences of Southern
Switzerland, SUPSI.
16. Ozden, A. T. (2006). Developing a model for community
involvement in post-disaster housing programmes.
Obtenida el 5 de Julio de 2010, de www.emeraldinsight.
com/journals.htm?articleid=1875806&show=html
7.
8.
9.
González, G. & Olivera, A. (2010). Bases para la toma de
decisiones locales en la intervención post-desastre destinada
a la recuperación del fondo habitacional. Santa Clara, Cuba:
Universidad Central “Marta Abreu” de Las Villas.
Jha, A. K., Duyne, J., Phelps, P., Pittet, D. & Stephen, S.
(2010). Safer Homes, stronger communities: A handbook
for reconstructing after natural disasters. Washington
D.C.: The World Bank.
Lavell, A. (2000). Desastres y desarrollo: Hacia un
entendimiento de las formas de construcción social de
un desastre: el caso del huracán Mitch en Centroamérica.
En Garita, N. & Nowalski, J. (Comp.), Del desastre al
desarrollo sostenible: El caso de Mitch en Centroamérica.
Costa Rica: BID-CIDHS.
10. Le Masurier, J., Rotimia, J. & Wilkinson, S. (2004). A
comparison between routine construction and postdisaster reconstruction with case studies from New
Zealand. Obtenida el 15 de Mayo de 2009, de www.
resorgs.org.nz/pubs.shtml
11. Limoncu, S. & Çelebio lu, B. (2006). Post-disaster
sustainable housing system in Turkey. Obtenida el 15
de Mayo de 2009, de www.grif.umontreal.ca/pages/
LIMONCU_Sevgul.pdf
62 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
13. O´Brien, D., Ahmed, I. & Hes, D. (2008). Housing
reconstruction in Aceh: relationships between house
type and environmental sustainability. Obtenida el 2
Mayo de 2009, de www.rmit.edu.au/.../About%20
RMIT%2FContact%20Us%2FStaff%2Fby%20name%2F
17. Patiño, F. (1999). Vulnerabilidades urbanas: El duro
aprendizaje de Centroamérica. El Salvador: Centro de
Recursos para el Desarrollo Sostenible de los Asentamientos
Humanos en Centroamérica, CERCA-UNCHS Hábitat.
18. Salazar, A. (2002). The crisis and modernity of housing
disasters in developing countries: Participatory housing
and technology after the Marathwada (1993) earthquake.
Obtenida el 10 de Abril de 2009, de www.grif.umontreal.
ca/pages/i-rec%20papers/alex.PDF
19. Secretaría de la Estrategia Internacional para la Reducción
de Desastres (2005). Marco de Acción de Hyogo para
2005-2015. Nueva York: EIRD-ONU.
20. Shanmugaratnam, N. (2005). Challenges of post-disaster
development of coastal areas in Sri Lanka.
21. Snarr, D. N. & Brown, E. L. (1978). Post-disaster housing
in Honduras after hurricane Fifi: An assessment of some
objectives. Mass emergencies, 3(1978), 239-252.
22. Stephenson, M. (2008). Notes from experiences in postearthquakes rural housing reconstruction in Pakistan. En
Building Back Better Wokshop. Beijing: UN-HABITAT.
23. Xavier, J. A. (1993). Desastres, desarrollo y políticas públicas
regionales en el nordeste de Brasil. En Fernández, M. A.
(Comp.), Ciudades en riesgo (pp. 92-102). El Salvador:
Red de Estudios Sociales en Prevención de Desastres en
América Latina.
Olivera, A. - González, G.
[
páginas: 53 - 62
Design, construction
and testing of a
composite glued
timber-concrete structure to
be used in bridges
Diseño, construcción y
ensayo de una estructura
de sección mixta madera
laminada-hormigón para
su uso en puentes
Autores
CÁRDENAS, M
Ingeniero Civil en Obras Civiles UACh
Padre Harter #100, Puerto Montt, Chile
e-mail: [email protected]
SCHANACK, F.
Doctor Ingeniero de Caminos, Canales y Puertos UNICAN - España
Instituto de Obras Civiles, U. Austral de Chile
e-mail: [email protected]
RAMOS, Ó. R.
Doctor (c) Ingeniero de Caminos, Canales y Puertos UNICAN - España
Departamento de Ingeniería Estructural y Mecánica
U. de Cantabria, España
e-mail: [email protected]
Fecha de recepción
19/08/2010
Fecha de aceptación
01/12/2010
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 63
Resumen
El presente artículo aborda una investigación teórico-experimental acerca
de estructuras de sección mixta madera laminada-hormigón. Se enfoca en la
validación de simples tirafondos como
conectores para su uso en puentes. Se
diseñan vigas basándose en el método gamma, descrito en las normas NCh
1198 y Eurocódigo 5. Para validar este
modelo de cálculo, se realizó una serie
de ensayos consistentes por un lado en
ensayos de corte en probetas mixtas y
por otro lado en un ensayo a flexión en
una viga de sección mixta. Los resultados
obtenidos de estos ensayos, en cuanto a
la rigidez de la conexión, son muy favorables, resultando esta 2 a 3 veces mayor
que lo calculado teóricamente. El estudio
comprueba la eficacia estructural de la
construcción mixta madera laminadahormigón con conectores tipo tirafondo
y su aptitud para el uso en puentes.
Palabras clave: Hormigón, madera laminada, sección mixta.
Abstract
This paper addresses a theoretical
and experimental research conducted
on glued laminated timber-concrete
composite structures. It focuses on the
validation of simple wood screws to be
used as connectors in bridges. Beams
are designed on the basis of the gamma
method, described in the standards
NCh 1198 and Eurocode 5. To validate
this analysis model, a number of tests
were performed consisting on the
one hand of shear tests on composite
specimens and on the other hand of a
bending test on a composite beam test
specimen. The results of these tests,
regarding the rigidity of the connection,
are very positive. Said rigidity showed
values 2 to 3 times bigger than that
theoretically calculated. The research
study demonstrates the structural
efficacy of the glued laminated timberconcrete composite system with wood
screw-type connectors and its suitability
to bridges.
Keywords: Concrete, glued timber, composite section.
64 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Cárdenas, M. - Schanack, F. - Ramos, Ó. R.
[
páginas: 63 - 75
1. Introducción
La construcción de puentes mixtos de hormigón y
madera ha sido desde hace muchos años muy exitosa,
por el hecho de que se han obtenido resultados muy
superiores a los previstos originalmente [1]; pero sus
avances y desarrollo han sido poco difundidos. Sus
orígenes se remontan al año 1932 en el estado de
Oregón, Estados Unidos. Es ahí donde se desarrollan los
primeros puentes compuestos de madera y hormigón,
expandiendo su técnica y avances a diversos países,
por medio del cuerpo militar del trabajo de los Estados
Unidos. Estos primeros puentes fueron construidos
en tramos cortos y buscando una solución intermedia
entre viaductos de hormigón armado y los de madera
en bruto. Estudios realizados por McCullough (1943)
se enfocaron en la resistencia última y en las deformaciones de estas estructuras, así como también de su
respuesta a cargas repetitivas y a temperatura. Investigaciones posteriores [2], han demostrado que este
tipo de estructuras tiene una resistencia y durabilidad
dos veces mayor que una construida solamente con
madera y su rigidez mejora considerablemente, 3 a
4 veces superior. También se verificó que son ejecutadas de forma más rápida y con menor cantidad de
moldajes, por la ayuda que proporcionan las vigas de
madera para esto.
La clave del beneficioso comportamiento estructural es
la conexión efectiva de la viga de madera con la losa de
hormigón para garantizar la colaboración estructural. En
la literatura se encuentra una amplia gama de conectores especialmente elaborados para su uso en puentes,
pero que resultan difíciles de fabricar u obtener. El
objetivo del presente estudio es el de evaluar y calibrar
la construcción de vigas mixtas madera-hormigón para
puentes con conectores simples, del tipo tirafondos. Los
resultados del estudio permiten la fácil introducción de
la construcción mixta madera-hormigón con los materiales usados comúnmente en el país.
2. Marco teórico
Sin duda es en Alemania donde a través de diversas
investigaciones se ha innovado y perfeccionado la técnica de construcción mixta de madera y hormigón. Los
principales estudios están enfocados en el sistema de
conexión de ambos materiales, ya que es ahí donde
reside la resistencia estructural del conjunto maderahormigón. Uno de los más eficientes es el sistema de
conexión HBV (Holz-Beton-Verbund System), el cual
se encuentra patentado, y que consiste en una malla
de acero embebida en el hormigón y pegada entre las
laminas de la madera [3].
páginas: 63 - 75
]
En Sudamérica, los principales estudios han sido realizados en universidades de Argentina y Brasil. En la
Universidad Nacional del Nordeste, Argentina, a través
del proyecto de investigación “Estructuras Mixtas de
Hormigón Madera para Puentes” se han logrado avances significativos en el área. Se han realizado ensayos
experimentales de prototipos y análisis numéricos
de estructuras mixtas y sus conectores, destacando
el ensayo de conectores en forma de “X” y de “V”,
formados por barras de acero de 12 mm de diámetro
[4].
Para garantizar el funcionamiento en conjunto de ambos materiales, es necesario que exista un sistema de
conexión capaz de transmitir los esfuerzos de cizallamiento longitudinales a lo largo de ellos, ya que la sola
fricción de los materiales no es suficiente para lograrlo.
Este sistema puede estar constituido por adhesivos
estructurales, conectores metálicos cilíndricos (clavos,
tornillos, tirafondos), conectores metálicos de superficie,
entre otros, y pueden clasificarse en rígidos o semirrígidos (elásticos). Esta rigidez en la conexión es medida a
través del Módulo de Deslizamiento (K), el cual puede
definirse como la fuerza paralela a la superficie de
interacción necesaria para provocar un deslizamiento
relativo unitario entre los dos materiales [5], y obtenido principalmente a través de ensayos realizados a
probetas que representan el tipo de conexión, Figura 1,
o también por medio de ecuaciones preestablecidas en
normativas y códigos. Este coeficiente representa todos
los parámetros mecánicos y elásticos de los materiales
de dicha conexión, tales como: dimensiones y rigidez
del conector, rigidez y resistencia a la penetración de la
madera y el aplastamiento y fisuración del hormigón,
además de todas las imperfecciones que pueda tener
la probeta a ensayar.
El comportamiento no lineal mostrado por la gran mayoría de los conectores hace que sea más frecuente la
determinación del Módulo de Deslizamiento Secante
[6], tal como se muestra en la Figura 2, pero, debido a
la ausencia de una unificación de criterios y normativas
para la determinación de este módulo, los límites de los
intervalos varían entre los diferentes autores que han
realizado dichas investigaciones.
Las variables que principalmente influyen en el módulo de deslizamiento son: el tipo de conector, tanto
en forma, rigidez, resistencia y diferentes formas de
ubicación; el espaciado entre el conector y los bordes
de la pieza de madera; las variaciones en la rigidez y
resistencia de la pieza de madera; la resistencia y módulo de elasticidad del hormigón; las dimensiones del
elemento de hormigón usado y la cantidad y ubicación
de la armadura usada.
Cárdenas, M. - Schanack, F. - Ramos, Ó. R.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 65
Figura 1 Curva carga vs desplazamiento para
conexiones solícitas a tracción paralela [7]
Para el uso en puentes se han utilizado, a nivel internacional, principalmente los conectores tipo barra de armadura
pegada mediante resina epoxi, sistema HBV y elementos
especiales (tipo tarugo con conectores stud) de acero [9].
En este estudio se pretende utilizar conectores mucho
más simples, como son los tirafondos comerciales.
3. Modelo de cálculo
El método de cálculo utilizado en este estudio consiste
en una adaptación del método gamma indicado en el
punto 7.2.5 de la norma NCh 1198-2006 [10], para
flexión uniaxial en vigas compuestas de madera, en
conjunto con el capítulo 10 de dicha norma, que se
refiere a madera laminada encolada.
Este método será usado para proyectar vigas mixtas,
madera laminada-hormigón, de sección transversal T,
como se muestra en la Figura 3, las cuales se originan
a partir de una estructura mayor que es un panel mixto
de losa de hormigón y vigas de madera laminada.
En este procedimiento la sección transversal inicialmente
es transformada a un material de referencia, en este
caso la madera. De esta sección se obtiene el momento
de inercia eficaz, el cual toma en consideración la influencia del deslizamiento de la conexión en la sección
compuesta, las características geométricas y físicas de
los materiales de la sección y el ancho efectivo de la losa
de hormigón. El momento de inercia eficaz es fundamental a la hora de trabajar con elementos de conexión
que permiten pequeños desplazamientos relativos en
la interfase de ambos elementos, ya que introduce una
reducción en el momento de inercia teórico, producto
de estos pequeños desplazamientos.
Figura 2 Módulo de deslizamiento secante
y tangente [8]
Figura 3 Representación de la geometría y distribución
de tensiones en vigas mixtas de sección T
66 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Cárdenas, M. - Schanack, F. - Ramos, Ó. R.
[
páginas: 63 - 75
El momento de inercia eficaz o efectiva de la sección
queda expresado de la siguiente forma:
Hormigón en el borde superior:
(8)
(1)
Hormigón en el borde inferior:
Donde se tiene que los coeficientes de reducción de
inercia y la posición del eje neutro, según la Figura 3,
son:
(2)
(9)
Hormigón en el centroide del elemento:
(10)
(3)
Madera en el borde superior:
(4)
(11)
(5)
Madera en el borde inferior:
(12)
(6)
Madera en el centroide del elemento:
donde Ic es la inercia de la sección de hormigón, Iw es
la inercia de la sección de madera, nc es la razón modular, Ac área de hormigón, A w sección de madera, hc
espesor de la losa de hormigón, hw altura de la pieza de
madera, Ec módulo de elasticidad del hormigón, s es el
espaciamiento entre los conectores, K es el módulo de
deslizamiento.
Para la determinación del módulo de deslizamiento, se
ocupará la formula que establece el Eurocódigo 5 [11]
para un estado límite de servicio, y que para uniones
entre hormigón y madera es la siguiente:
(7)
(13)
en que M es el momento flector, considerado de signo
positivo cuando induce solicitaciones de compresión en
las fibras extremas del ala superior y de tracción en las
fibras extremas del ala inferior, en kNm.
La unión de ambas piezas, madera-hormigón, se debe
diseñar considerando el flujo de cizalle eficaz máximo,
tcz,ef,c, que se genera en la junta de contacto de los materiales. Se calcula incluyendo el momento de inercia
eficaz, Ief, y la fuerza de corte máximo, Qmax, de acuerdo
con la siguiente expresión, en kN/m:
donde K es el módulo de deslizamiento en N/mm, ρw es
la densidad de la madera en kg/m3 y D es el diámetro
del conector en mm.
Las expresiones para la obtención de las tensiones de
trabajo en flexión, en el borde de las piezas individuales
y en el centroide de ellas, considerando el momento de
inercia efectivo y la razón modular, en N/mm2, son las
siguientes:
páginas: 63 - 75
]
(14)
(15)
donde Sc es el momento estático del ala, referido al eje
neutro de flexión condicionante del diseño y-y.
Cárdenas, M. - Schanack, F. - Ramos, Ó. R.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 67
El espaciamiento promedio mínimo requerido entre los
medios de unión en m es:
(16)
en que Pel,dis es la capacidad de carga de diseño en extracción lateral en una superficie de cizalle del elemento
de unión utilizado, en kN.
La tensión máxima de cizalle en el plano de la fibra
neutra del alma, fcz,max, se obtiene a partir de la siguiente
expresión (en N/mm2):
(17)
(18)
donde Sw es el momento estático de la sección del alma
dispuesto bajo el eje neutro condicionante del diseño
y-y, referido a dicho eje.
de forma inclinada (45°) a la fibra de la madera, y en
las 3 restantes en forma perpendicular (90°) a la fibra
de la madera. Cada probeta estará conformada por 3
tirafondos, introducidos y separados entre sí de acuerdo a lo estipulado en la norma NCh 1198, tal como se
muestra en la Figura 5.
Las probetas son colocadas bajo un marco de acero, el
cual soporta un pistón hidráulico y que ejerce la carga
con que se efectuará el ensayo y que se ve esquematizado en la Figura 4. Esta carga será medida por un lector,
el cual va conectado a una celda de carga.
La forma en que están apoyadas las probetas para el
ensayo y la aplicación de la carga, tiene relación con los
esfuerzos que se requieren para el análisis en la zona
de conexión de los elementos (madera-hormigón). Tal
como se puede apreciar en la Figura 4, el ensayo se
modela como una viga con dos apoyos y dos fuerzas
actuantes, con lo cual se obtiene un diagrama de momento, tal que, en el centro de la viga (unión de los
elementos) el momento es nulo. Por el contrario, en el
Figura 4 Características generales del ensayo y
dimensiones de las probetas [12]
4. Modelo experimental
4.1 Probetas mixtas de corte
Se realizó un ensayo de corte para 6 probetas mixtas madera laminada-hormigón, para así poder determinar la
rigidez del sistema de conexión por medio del módulo de
deslizamiento. Estas probetas están divididas en 2 series,
de acuerdo a la disposición de los conectores, en forma
perpendicular o inclinada al elemento de fijación.
Al no encontrarse normado este tipo de ensayo, se utilizará la configuración propuesta por el investigadores
alemán Glaser [12], en la cual realizaron ensayos en
estructuras mixtas de hormigón-madera.
Las probetas están conformadas por una pieza de madera laminada de dimensiones 60 × 16 × 15 cm, al igual
que el elemento de hormigón al cual va conectado. Este
elemento de hormigón está reforzado por una armadura
para pilar ACMA Pe-250. El esquema general del ensayo
y las dimensiones y características de las probetas se
pueden apreciar en la Figura 4.
La conexión entre ambos elementos se realiza por medio de tirafondos de dimensiones ½” × 6” (12,7 mm ×
152,4 mm), los cuales estarán dispuestos en 3 probetas
68 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Cárdenas, M. - Schanack, F. - Ramos, Ó. R.
[
páginas: 63 - 75
Figura 5 Esquema de las probetas a ensayar y
distancias entre conectores
caso del diagrama de corte, se obtiene que el esfuerzo
de corte sea máximo en el punto central, con lo cual se
tiene la zona de unión de ambos materiales trabajando
exclusivamente al corte.
Figura 6 Montaje de las probetas previo a su ensayo
Figura 7 Probeta con tirafondos perpendiculares
después de resistir su carga máxima
Con la carga actuando en las probetas, se pueden tomar
mediciones de los desplazamientos en la zona de unión
de ambos materiales, a través de un dial, con lo cual se
obtiene el módulo de deslizamiento en la conexión de
la estructura mixta.
La identificación de cada una de las probetas se exhibe
en la Tabla 1.
Tabla 1 Identificación de las probetas a ensayar
Identificación
Número de
conectores
Dirección de
los conectores
(respecto a la fibra)
3 Tirafondos
Perpendiculares
90°
3 Tirafondos
Inclinados
45°
PR01
SR1
PR02
PR03
PR04
SR2
PR05
PR06
El montaje y el ensayo de las probetas se pueden ver en
la Figuras 6, 7, 8 y 9.
páginas: 63 - 75
]
Cárdenas, M. - Schanack, F. - Ramos, Ó. R.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 69
Figura 8 Separación y desplazamiento de los
elementos de hormigón y madera laminada en las
probetas con tirafondos inclinados
4.2 Ensayo a flexión de una viga mixta madera
laminada-hormigón
Se realizó un ensayo a flexión a una viga mixta madera
laminada-hormigón, para poder determinar su resistencia máxima, medir las deformaciones verticales y el
deslizamiento relativo entre los materiales, y así realizar
una comparación con resultados obtenidos en el cálculo
teórico de esta viga.
La viga de sección mixta está conformada por una viga
de madera laminada de dimensiones 500 × 26 × 15 cm,
y una losa de hormigón armado a la cual va conectada
por medio de tirafondos dispuestos perpendicularmente
a la fibra de la madera. La losa de hormigón está reforzada por una armadura compuesta por una malla del
tipo ACMA C139. El esquema general del ensayo y las
dimensiones y características de la viga mixta se pueden
apreciar en la Figura 10 y Figura 11.
Los tirafondos tienen una dimensión de ½” × 6”. La viga
de sección mixta estará conformada por 30 tirafondos,
separados entre sí cada 15 cm, respetando las distancias
mínimas estipuladas en la norma NCh 1198.
La viga es colocada bajo un marco de acero, el cual
soporta un pistón hidráulico y que ejerce la carga sobre
una viga de acero de gran rigidez y que distribuye la
carga en dos puntos, en los tercios de la viga, como se
observa en la Figura 10. Esta carga es medida por un
lector, el cual va conectado a una celda de carga.
Figura 9 Desplazamientos relativos entre los materiales
después de haber cargado las probetas (pernos
perpendiculares)
La forma en que está apoyada la viga para el ensayo y la
aplicación de la carga, tiene relación con los esfuerzos
que se requieren para el análisis del ensayo a flexión.
Tal como se puede apreciar en la Figura 11, el ensayo se
modela como una viga simplemente apoyada con dos
Figura 10 Características generales del ensayo y
dimensiones de la viga mixta
70 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Cárdenas, M. - Schanack, F. - Ramos, Ó. R.
[
páginas: 63 - 75
Figura 11 Diagrama de momento y de corte
de la viga mixta
Figura 12 Montaje de la viga de transmisión de carga,
pistón hidráulico y celda de carga
Figura 13 Aparición de la primera falla en la zona
flexo-traccionada de la viga de madera laminada
fuerzas actuantes en los tercios de la estructura, con lo
cual se obtiene un diagrama de momento, tal que, en
el tercio central el momento es máximo y es una zona
de flexión pura.
Con la carga actuando sobre la estructura, se pueden
tomar mediciones de las deformaciones verticales en el
centro de la viga a través de un dial, además de los desplazamientos relativos entre ambos materiales medidos
en los extremos de la estructura.
Una vez dispuesto todos los elementos para el ensayo,
se procede a la aplicación de la carga a la viga mixta
madera laminada-hormigón, tomando lectura de los
datos aportados tanto por el dial, el lector electrónico
y las reglas de medición de desplazamientos. La realización del ensayo se documenta en las Figuras 12, 13,
14, 15, 16 y 17.
páginas: 63 - 75
]
Figura 14 Prolongación de la falla a lo largo de la viga
de madera laminada
Cárdenas, M. - Schanack, F. - Ramos, Ó. R.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 71
5. Resultados
Figura 15 Deslizamiento de la losa de hormigón
sobre la viga de madera laminada
5.1 Probetas mixtas de corte
La Figura 18 corresponde a los datos de carga y desplazamiento obtenidos de las probetas de corte, tanto con
tirafondos inclinados como perpendiculares.
Figura 18 Resumen de las curvas cargadesplazamiento de ambas series de probetas
(tirafondos inclinados y perpendiculares)
Figura 16 Colapso de la viga mixta
Figura 17 Tirafondos una vez ocurrida la rotura de la viga
Una vez obtenidos los datos de carga y deslizamiento de
las probetas de corte, se procede a la determinación del
módulo de deslizamiento, el cual se obtendrá de la parte
lineal de la curva carga-desplazamiento. Para obtener
esta parte lineal de la curva se trazará una recta secante
que pasa por el 10% y el 50% de la fuerza de ruptura
o de colapso de las probetas y su respectivo desplazamiento, tal como se formula a continuación:
(19)
Después, se obtiene el módulo de deslizamiento promedio de todas las probetas ensayadas, el cual se utiliza
para realizar el cálculo de la estructura mixta principal y
72 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Cárdenas, M. - Schanack, F. - Ramos, Ó. R.
[
páginas: 63 - 75
compararlo con el valor teórico obtenido a partir del Eurocódigo 5. Los resultados se resumen en la tabla 4.8.
120,5
32,13
PR2
114,5
27,26
PR3
123,3
32,23
PR4
91,1
21,69
PR5
81,2
16,65
PR6
93,1
14,60
Módulo de
Desliz. EC5
[kN/mm]
PR1
Módulo
de Desliz.
Promedio
[kN/mm]
Módulo de
Desliz.
K
[kN/mm]
SR2
Resist.
Máxima [kN]
SR1
Probeta
Serie
Tabla 2 Obtención del módulo de deslizamiento
según la posición del conector y comparación según el
obtenido por el Eurocódigo 5
camente, en cuanto al origen de la falla producida,
flexotracción en la madera, y a la deformación vertical
resultante. En cuanto a la carga resistida, determinada
a partir del límite superior del rango elástico, Figura 19,
se produjo cierta variación a lo calculado teóricamente
(-17%). La determinación de la carga resistida incorpora
un factor de seguridad que se aplica a las tensiones básicas de la madera (1,2 para flexión), según la normativa
vigente [13].
Figura 19 Tirafondos una vez ocurrida la rotura de la viga
30,54
11,47
17,65
Según lo expuesto en la Tabla 2, las probetas con tirafondos dispuestos en forma perpendicular a la fibra de
la madera poseen una gran capacidad de resistir la carga
solicitante y demostraron tener una excelente rigidez
en la conexión, según los valores obtenidos del módulo
de deslizamiento, los cuales superan, en algunos casos,
en tres veces los calculados teóricamente a través del
Eurocódigo 5.
El comportamiento de las probetas con tirafondos inclinados en 45° trabajando en compresión, fue algo inferior comparado a los dispuestos perpendicularmente,
registrando valores dos veces menores en su módulo
de deslizamiento, y de hasta un 35% por debajo de la
carga máxima resistida. Además, en el ensayo de esta
serie de probetas todas presentaron separación entre
el hormigón y la madera, debido al efecto de palanca
que se genera entre la parte del tirafondo embebida
en el hormigón y la introducida en la madera, incidiendo significativamente en la rigidez de la conexión
y su capacidad de carga. No obstante, los módulos de
deslizamiento de estas probetas, al igual que las con
tirafondos perpendiculares, fueron superiores que al
calculado por el Eurocódigo 5, variando entre un 50%
y 100% más.
Además, se midió el módulo de deslizamiento entre
ambos elementos que componen la viga mixta, arrojando valores un dos veces mayor que el valor calculado
con el Eurocódigo 5, demostrando la gran rigidez en la
conexión por medio de tirafondos. El módulo de elasticidad experimental de la viga mixta madera laminadahormigón fue comparado con el que se obtiene usando
diferentes módulos de deslizamiento, según sea por
Eurocódigo 5 o el obtenido experimentalmente. No
se observaron grandes variaciones entre los diferentes
valores (Tabla 3), pero prácticamente son el doble del
que posee la madera, lo cual indica cuán beneficioso es
el sistema mixto madera-hormigón.
6. Resumen y conclusiones
5.2 Viga mixta madera laminada-hormigón
Según los datos obtenidos de este ensayo, la viga mixta
se comportó de manera similar a lo calculado teóri-
páginas: 63 - 75
]
En el presente trabajo se ha diseñado y fabricado una
estructura mixta de madera laminada-hormigón con
conectores simples, tipo tirafondo. La estructura cumplió
Cárdenas, M. - Schanack, F. - Ramos, Ó. R.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 73
a cabalidad las especificaciones del diseño, consiguiendo
que ambos materiales se comporten y trabajen como
un todo, demostrando así, la eficiencia del sistema de
conexión, otorgando una alta rigidez en el plano de
unión.
Este tipo de estructuras mixtas posee un gran potencial
de utilización en puentes menores de vías secundarias,
debido a la combinación precisa de los beneficios de
ambos materiales. El hormigón, además de aportar su
gran resistencia a la compresión, brinda a la madera la
necesaria protección para las condiciones ambientales
adversas y de desgaste al ser, el hormigón, utilizado
como carpeta de rodadura. La madera a su vez otorga
el la rigidez necesaria a la estructura y reduce considerablemente el peso del conjunto.
Se ensayaron dos configuraciones de conexión entre
los elementos de hormigón y madera laminada, con
tirafondos inclinados y perpendiculares a la fibra de la
madera, cada probeta con 3 tirafondos (de ½” × 6”).
Los resultados obtenidos de los ensayos de corte fueron
satisfactorios. Las probetas con tirafondos perpendiculares demostraron tener una gran rigidez en el plano
de conexión, arrojando valores del módulo de deslizamiento 3 veces superiores a los calculados teóricamente
con el Eurocódigo 5. La diferencia puede deberse a que
la fórmula entregada por la norma europea resulta especialmente sensible a los valores de la densidad de la
madera. También se debe tener en consideración que la
fórmula entregada por el Eurocódigo en condición de
servicio, supone la aplicación de un factor de seguridad
elevado, dado el rango existente hasta la condición de
rotura. Las probetas con tirafondo inclinados tuvieron
resistencia alrededor de un 35% inferior a las con
tirafondos perpendiculares, por la separación de los
materiales. Aun así se obtuvo valores del módulo de
deslizamiento por sobre los de la norma europea, de
hasta un dos veces mayor.
Se construyó una viga mixta de hormigón-madera
laminada, la cual fue sometida a un ensayo de flexión
hasta la rotura. La viga sufrió una falla en la zona
flexotraccionada de la madera laminada, a los 26 kN
de carga vertical (ruptura y colapso a los 35 kN), esto
ocurrió dentro del tercio central de la viga, sector que
está sometido a flexión pura. Esta falla se produjo
en una unión de tope de la madera laminada, la cual
había sido catalogada como una zona débil previo al
ensayo, incidiendo directamente, en que la resistencia
en el límite elástico (21,6 kN) fuese inferior a la que
se calculó teóricamente. La conexión entre ambos
elementos, por medio de tirafondos, se comportó con
una elevada rigidez, hecho que quedó de manifiesto,
en los mínimos desplazamiento relativos entre los
materiales (alrededor de 2 mm) y un módulo de deslizamiento elevado, cercanos al doble que el calculado
con el Eurocódigo 5.
Con los datos obtenidos del ensayo a flexión, se pudo
obtener el módulo de elasticidad experimental de la estructura mixta. Este módulo de elasticidad fue calculado
de tres formas diferentes, dependiendo del módulo de
deslizamiento que se ocupara, ya sea el Eurocódigo o los
obtenidos experimentalmente de los ensayos de corte
y flexión. Estos módulos de elasticidad no presentaron
una gran variación entre sus valores (entre un 15% y
30%), pero queda de manifiesto la gran eficiencia de
este sistema estructural mixto, ya que los tres módulos
calculados son muy superiores al de la madera laminada
(dos veces mayor). Esto muestra el trabajo en conjunto
que están realizando los materiales.
VIGA MIXTA
Tabla 3 Principales resultados obtenidos en el ensayo de flexión
74 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
Resistencia en
el Limite de
Servicio [kN]
Carga Máxima
de Ensayo
(teórica) [kN]
Deformación
Vertical
Máxima [mm]
Deformación
Vertical máx.
(teórica) [mm]
21,6
26,1
13,2
11,9
Módulo de
Deslizamiento
[kN/mm]
E
experimental
según K EC 5
[kN/mm2]
E
experimental
según K
probetas de
corte [kN/mm2]
E
experimental
según K viga
mixta [kN/mm2]
21,2
19,6
15,0
16,4
]
Cárdenas, M. - Schanack, F. - Ramos, Ó. R.
[
páginas: 63 - 75
Referencias
1.
7.
Alcántara P. (2005). Análisis Teórico-Experimental de un
Tablero Mixto Madera-Concreto Compuesto por Vigas
Circulares. Tesis Magíster. São Paulo, Universidad Estadual
Paulista.
8.
Pigozzo J. (2004). Estudos e aplicações de barras de aço
coladas, como conectores em lajes mistas de madeira e
concreto para tabuleiros de pontes. Tesis doctoral. São
Carlos, Universidad de São Paulo.
Bletz O. y Bathon L. (2008). Holz-Beton-VerbundVerkehrsbrücken. Holzbau – die neue Quadriga, no.
5/2008, pp. 43-48.
Sánchez C. y Urzúa R. (2006). Diseño y Cálculo de
Superestructura de Puente de Madera Laminada. Tesis
Ing. Civ. Santiago, Universidad de Santiago de Chile.
2.
Ceccotti A. (1995). Timber-concrete composite structures.
Timber Engineering Step 2. The Netherlands: Centrum
Hout. pp.1-12.
3.
Bathon L. (2007). Green Technologies for Structural
Retrofit and Refabrications with Wood. FH Wiesbaden
University.
9.
4.
Astori R., Barrios D’ambra R., Solari F., Kosteski L.
(2007). Análisis Numérico-Experimental de un Prototipo
de Sección Mixta de Hormigón-Madera. Asociación
Argentina de Mecánica Computacional Resistencia, vol.
2. pp. 111-128.
10. Instituto Nacional de Normalización (INN). (2006). NCh
1198 Of.2006; Madera-Construcciones en MaderaCálculo. Santiago, INN-Chile.
5.
6.
De Moraes V. (2007). Ponte Mista de Madeira-Concreto
em Vigas Trelicadas de Madeira. Tesis Mag. Ing. Civ. São
Paulo, Universidad Estadual Paulista.
Miotto J.L. (2009). Estructuras Mistas de MadeiraConcreto: Avaliçao das Vigas de Madeira Laminada
Colada Reforzadas con Fibra de Vidrio. Tesis doctoral.
São Carlos, Universidad de São Paulo.
páginas: 63 - 75
]
11. European committee for standardization (2006).
Eurocódigo 5; Proyecto de estructuras de madera; Part
1-1: Reglas generales y reglas para edificación. Bruselas.
12. Glaser R. (2005). Zum Kurz- und Langzeitverhalten von
Holz-Beton-Verbundkonstruktionen.
Tesis
doctoral.
Cottbus, Brandenburgischen Technischen Universität.
Alemania.
13. Corporación Chilena de la Madera (CORMA). (2003).
Centro de Transferencia Tecnológica-Pino Radiata.
Santiago, CTT-Unidad de Educación.
Cárdenas, M. - Schanack, F. - Ramos, Ó. R.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 75
Technical assessment
model for the performance
of flexible pavement
maintenance
Modelo de evaluación
técnica del desempeño
del mantenimiento de
pavimentos flexibles
Autores
VERA, I.
Facultad de Ingeniería, Pontificia Universidad Católica de Chile
[email protected]
THENOUX, G.
Facultad de Ingeniería, Pontificia Universidad Católica de Chile
[email protected]
SOLMINIHAC, H. D.
Facultad de Ingeniería, Pontificia Universidad Católica de Chile
Ministro de Obras Públicas
[email protected]
ECHAVEGUREN, T.
Facultad de Ingeniería, Universidad de Concepción
[email protected]
76 ]
Fecha de recepción
12/10/2010
Fecha de aceptación
01/12/2010
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
Resumen
En la gestión de pavimentos es importante evaluar el desempeño de las estrategias de mantenimiento. Esta se realiza
mediante modelos tales como HDM-4 a
nivel de red. Sin embargo, no siempre se
cuenta con calibraciones a nivel de proyecto que permitan precisar los planes de
mantenimiento. En este trabajo se propone un modelo de evaluación técnica
de pavimentos alternativo, que permite
comparar planes de conservación (evaluación de tipo ex ante) y también evaluar el desempeño de los programas de
mantenimiento ya ejecutados (evaluación
de tipo ex post), a nivel de proyecto. El
modelo considera modelos de predicción
de solicitaciones de tráfico, de progresión
de rugosidad a través del IRI, y del efecto
de acciones de mantenimiento sobre el
IRI. Los modelos fueron calibrados a nivel
de proyecto con datos de 2.000 tramos
de 200 m de longitud de pavimentos
asfálticos emplazados en la red vial de
Chile, categorizados por nivel de tráfico,
clima, tipo de vehículo y condición de
carga. Asimismo, propone un indicador
de desempeño agregado que mide la
efectividad de planes de conservación
respecto de una condición base. El modelo permite cuantificar el desempeño
de los planes de mantenimiento según
el tipo de pavimento y optimizar el plan
de conservación de acuerdo a la historia
de los pavimentos.
Palabras Clave: Optimización, mantenimiento, rugosidad, pavimentos.
Abstract
Assessment of maintenance strategies is
a key aspect in pavement management.
This is done through such models as
HDM-4 at network level. Calibrations
at project level however are not always
available for maintenance plans to be
accurately made. This paper proposes
an alternative model for the technical
assessment of pavements, allowing
conser vation plans (assessment of
the ex-before type) to be compared
and also the performance of already
executed maintenance works (ex-after
type assessment). The model considers
forecasts of traffic stress, roughness
progression through IRI and the effect of
maintenance activities on the IRI. Models
were calibrated at the level of projects
using data from 2,000 200-hundred
meter sections of asphalt pavements
of the Chilean road network. Each
test section was grouped considering
weather, traffic level, type of vehicles
and load condition. An aggregated
performance index is also proposed
to measure the effectiveness of
conservation plans compared to its base
condition. This model allows measuring
the performance of maintenance plans
according to the type of pavement
and optimizing the conservation plan
according to the history of pavements.
Keywords: Optimization, maintenance, roughness, pavements.
páginas: 76 - 88
] Vera, I. - Thenoux, G. - Solminihac, H. D. - Echaveguren, T. [
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 77
1. Introducción
Desde el punto de vista de los usuarios, la gestión del
mantenimiento de pavimentos tiene por objetivos: otorgar al usuario confort y seguridad; mantener la calidad
funcional del pavimento (resistencia al deslizamiento,
apariencia, etc.), mantener bajos los costos de operación
del usuario
Estos objetivos se traducen, desde el punto de vista del
administrador de la red vial, en la necesidad de mantener un exhaustivo seguimiento de la condición del
pavimento y de diseñar estrategias para optimizar las
acciones de mantenimiento, tanto desde un punto de
vista de los flujos de caja (inversiones) como del impacto
que genera al usuario las intervenciones en la red.
Por lo tanto, los administradores de las rutas requieren
de programas o modelos precisos para reducir la incertidumbre en la planificación de las inversiones necesarias
para alcanzar un cierto estándar de los pavimentos de
la red.
En este artículo se propone un modelo de evaluación
del desempeño de las acciones de mantenimiento de
pavimentos que permite comparar planes de mantenimiento (evaluación de tipo ex ante) y evaluar el desempeño de programas de mantenimiento ya ejecutados
(evaluación de tipo ex post). El modelo propuesto se
basa en el índice de rugosidad internacional (IRI) para
evaluar el estado global del pavimento. Se optó por
este indicador debido a que representa de manera directa la condición funcional de un pavimento, y a su vez
constituye un indicador complementario importante
para sectorizar la red según su capacidad estructural.
La metodología considera 6 etapas, como se muestra
en la Figura 1.
Abarcando la revisión exhaustiva de diversas investigaciones, este estudio se aboca a la obtención de curvas
de comportamiento (en función del IRI) específicas para
distintos tipos de pavimentos mediante un análisis a
nivel de red. A partir de estas curvas se busca cuantificar el desempeño de distintos planes de conservación,
que incluyen un conjunto de acciones individuales de
mantenimiento, a nivel de proyecto y en base a indicadores de desempeño y modelos que reflejen el efecto
de distintas intervenciones.
En este artículo se revisa, en primer lugar, el estado del
arte acerca de modelos de evaluación y optimización
del mantenimiento. Luego se presenta la metodología
propuesta, en donde se verán los procedimientos, fórmulas y parámetros utilizados para clasificar los distintos
tramos de pavimentos flexibles incluidos en el estudio.
Posteriormente se explican los conceptos considerados
para el desarrollo de las curvas de comportamiento
en función del IRI. En la última parte se incluyen las
modelaciones e indicadores que permiten estimar la
efectividad de distintos tipos de intervenciones. Finalmente se incluye un caso de aplicación del modelo y las
conclusiones del trabajo.
Figura 1 Etapas del modelo de evaluación del desempeño del
mantenimiento de pavimentos
78 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
] Vera, I. - Thenoux, G. - Solminihac, H. D. - Echaveguren, T. [
páginas: 76 - 88
2. Modelos de evaluación
de desempeño
La mayoría de los modelos o métodos de evaluación
de desempeño se fundamentan en la serviciabilidad
del pavimento y en la estimación de las diferencias
producidas al aplicar intervenciones. De la revisión
de la literatura, los trabajos descritos en esta sección
corresponden a los más atingentes al propósito de
este estudio.
Investigaciones desarrolladas por Tsunokawa et al.
(2006) se enfocaron en la búsqueda de intervenciones
óptimas para distintos tipos de pavimentos en función
de su nivel de deterioro medido en términos de IRI.
Al-Suleiman et al. (1991) plantearon que la efectividad
del mantenimiento depende del tipo de pavimento y
particularmente de la edad, la cual refleja de manera
indirecta el efecto combinado del tráfico y el clima sobre
los pavimentos. También reconoce que el tipo de autopista refleja indirectamente el diseño y la construcción
del pavimento.
Irfan et al. (2009) estimaron la efectividad de intervenciones específicas sobre distintos tipos de pavimentos
bajo diferentes condiciones de tráfico y clima. Utilizaron
3 métodos: uno de corto plazo en función de saltos en
las curvas de comportamiento (IRI) y dos de largo plazo
en función de la vida de servicio y el incremento en el
comportamiento del pavimento luego de la aplicación
de la intervención.
Abaza (2004), por su parte, propuso un indicador de
comportamiento (RP: relative performance) en base al
área bajo la curva de PSI (present serviciability index)
específica para distintos tipos de pavimentos.
Similar es el estudio de Li et al. (2006) quienes utilizan
el PSR (present serviciability ranking) en función del IRI
para evaluar la serviciabilidad del pavimento. La complementan con un índice de deterioro compuesto que
conjuga todos los deterioros existentes en el pavimento.
Proponen árboles de decisión para el mantenimiento en
función de parámetros tales como la edad o el nivel de
deterioro del pavimento a partir de de curvas de comportamiento específicas para distintos tipos de pavimentos.
Luego calculan la efectividad del mantenimiento en
función del área bajo estas curvas.
3. Método de evaluación de
desempeño propuesto
3.1 Segmentación de la red
Para obtener curvas de comportamiento específicas
de distintos tipos de pavimentos, los tramos de pavimentos con datos disponibles se agruparon en función
de 3 parámetros: tipo de clima, nivel de tráfico y nivel
estructural. La base de datos utilizada consideró 2.000
tramos de pavimentos de una longitud de 200 metros
cada uno.
La clasificación de los tramos en función de estas 3
características se sintetizó en una matriz factorial que
agrupó los distintos tipos de pavimentos. Cada celda de
la matriz factorial tiene características estadísticamente
equivalentes, lo cual permite estudiar el comportamiento
de cada tipo de pavimentos de manera particular. Puesto
que los tramos tienen edades distintas, para ajustar las
curvas de comportamiento se utilizó un enfoque de red
basado en el método de las ventanas (de Solminihac et
al., 2003). El procedimiento utilizado para clasificar los
tramos se resume en la Figura 2.
La clasificación por tipo de clima consideró la localización del tramo de pavimento según la región del país en
la que está ubicado. Para ello se adoptó la zonificación
propuesta por de Solminihac et al. (2003). Así, se identificaron 3 tipos de climas según las siguientes 3 zonas
de Chile: (1) norte (regiones I a IV); (2) centro (regiones
V a VII); y (3) sur (regiones VIII a X).
El nivel de tráfico de un pavimento se basa en los ejes
equivalentes promedio diarios para el tramo en evaluación. Para estimar las solicitaciones sobre el pavimento
asociadas al tráfico de vehículos pesados, se definieron
4 tipos de vehículos pesados: (1) camiones de 2 ejes
(C2E); (2) camiones de más de 2 ejes (C+2E); (3) buses
de 2 ejes (B2E); y (4) buses de más de 2 ejes (B+2E).
Considerando que los límites inferiores y superiores de
ejes equivalentes promedio diarios que permiten asignar un nivel de tráfico al pavimento, se obtuvieron con
análisis estadísticos basados en tráficos del año 2008
factores de equivalencia de carga fijos. Previamente se
ajustó el dato de tránsito medio diario anual (TMDA) al
año 2008 para cada tipo de vehículo pesado, conforme
a la ecuación 1.
Prozzi y Hong (2008) proponen un modelo de predicción de estado genérico para todos los tipos de
pavimentos cuya adaptación a cada caso particular se
efectúa con las variables de entrada que requiere para
la modelación.
páginas: 76 - 88
] Vera, I. - Thenoux, G. - Solminihac, H. D. - Echaveguren, T. [
(1)
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 79
La tasa de crecimiento utilizada para realizar el ajuste
del tráfico es la tasa histórica obtenida como promedio
en los tramos considerados en el estudio. Los valores
promedio calculados para todas las regiones de Chile
fueron de: 5,8% para vehículos C2E, 12% para vehículos C+2E, 4% para vehículos B2E y 5,3% para
vehículos B+2E.
con los espesores y tipos de capas que componen el
pavimento y con las características del suelo de fundación. Se modelaron 2 ecuaciones de deflexión (DEF),
cuya aplicación depende de la disponibilidad de datos
de la estructura del pavimento para poder estimar en
número estructural (NE).
(3)
La expresión para calcular los ejes equivalentes promedio es:
(2)
En cuanto al tráfico se definieron 3 niveles de tráfico
(medio, alto y muy alto) previo estudio y procesamiento
de la información disponible en la base de datos. Los 3
niveles planteados se definieron mediante un análisis de
conglomerados (cluster), el cual permitió agrupar tramos
con valores estadísticamente homogéneos. A partir de
este análisis se obtuvieron las cotas mínimas y máximas
para los 3 niveles de tráfico.
Para definir el nivel estructural de un tramo de pavimento se unificó la capacidad estructural del pavimento en
función de la deflexión simulada, la cual tiene relación
(4)
La ecuación 3 se utiliza para calcular la deflexión simulada cuando se cuenta solo con los espesores y tipos
de capas que constituyen la estructura del pavimento.
La ecuación 4, en tanto, se utiliza cuando se cuenta
también con datos de CBR bajo la subrasante.
Al igual que para la clasificación por el nivel de tráfico,
en el caso de la capacidad estructural se realizó un
análisis de conglomerados en función de la deflexión
simulada para cada uno de los tramos de pavimentos
disponibles en la base de datos. A partir de este análisis
se generaron 3 niveles (fuerte, intermedia y débil) según
la capacidad estructural del pavimento basándonos en
el valor de la deflexión.
Figura 2 Procedimiento para la clasificación de los tramos de pavimentos asignando
un nivel de la matriz factorial
80 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
] Vera, I. - Thenoux, G. - Solminihac, H. D. - Echaveguren, T. [
páginas: 76 - 88
La Tabla 1 resume los resultados del análisis de cluster
para nivel de tráfico y estructura.
sentativos y el máximo para no distorsionar la estimación.
Cada UM corresponde a un tramo de pavimento con una
extensión promedio aproximada de 200 metros.
A partir de los rangos obtenidos del análisis de cluster,
se establecen los valores límites que permiten la clasificación de los tramos de pavimentos. Esa se muestra
en la Tabla 2.
3.2 Modelación de solicitaciones de tráfico
3.2.1 Proyección de tráfico
Por cada tipo de pavimento de la matriz factorial se obtienen modelos de predicción de tráfico (para los 4 tipos
de vehículos) y del estado del pavimento. Se estableció
un máximo de 80 tramos (unidades muestrales, UM) y un
mínimo de 15 UM por celda de la matriz factorial El mínimo para que los modelos que se obtengan sean repre-
Las proyecciones de tráfico se realizaron de manera de
poder asignar factores de estratigrafía de carga (FEC)
por tipo de vehículo pesado, para luego obtener los ejes
equivalentes anuales.
Tabla 1 Límites superior e inferior de niveles de tráfico y estructura
Valor Cluster
Parámetro
Nivel
Tráfico (EE/día)
inferior
superior
límite inferior
límite superior
758
2.654
5.828
-
5.830
1.179
6.197
11.877
5.830
12.200
Muy Alto
284
12.507
13.842
12.200
-
Fuerte
991
0,114
0,254
-
0,255
1.170
0,262
0,377
0,255
0,385
60
0,399
0,464
0,385
-
Medio
Alto
Estructura
(deflexión en mm)
Clasificación de Tramos
Número de Tramos
Intermedia
Débil
Tabla 2 Asignación de tramos de modelación en la matriz factorial final del estudio
Tráfico
Clima
Húmedo
Intermedio
Seco
Estructura
Muy Alto
Alto
Medio
Cod
Tramos
Cod
U.M.
Cod
Tramos
Fuerte
1
0
10
70
19
80
Intermedia
2
0
11
80
20
72
Débil
3
0
12
0
21
0
Fuerte
4
48
13
80
22
80
Intermedia
5
0
14
80
23
80
Débil
6
0
15
0
24
0
Fuerte
7
0
16
0
25
0
Intermedia
8
0
17
0
26
75
Débil
9
0
18
0
27
0
páginas: 76 - 88
] Vera, I. - Thenoux, G. - Solminihac, H. D. - Echaveguren, T. [
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 81
Para predecir el tráfico se utilizaron los modelos propuestos, entre otros autores, por Papagiannakis et
al. (2006) y Lu et al. (2008). Las formas funcionales
consideran un crecimiento compuesto (ecuación 5) y
lineal (ecuación 6) en donde TMDA t es el tránsito medio diario anual correspondiente al año t; TMDA o es
el tránsito medio diario anual correspondiente al año
base; es la tasa de crecimiento anual de tráfico y es el
tiempo (en años) a partir del año base de evaluación.
El ajuste de las curvas se realizó mediante regresión
lineal simple.
estimarla es a partir de las ecuaciones 7 y 8. Donde VH
es el volumen horario equivalente en veq/h, VH/P es el
volumen horario equivalente por pista en veq/h-pista,
y TMDACAM, TMDABUS y TMDALIV corresponden al tránsito medio diario anual de vehículos clasificados como
camiones, buses y livianos, respectivamente.
(7)
(8)
(5)
3.2.2 Estimación de factores de equivalencia de carga
(6)
A partir de los valores de media y desviación estándar
se obtienen los valores de FEC para distintas configuraciones de carga (liviana, mediana y pesada). De esta
forma se presentan FEC por zona del país y para distintas
configuraciones de carga. De acuerdo a los datos históricos revisados en la base de datos, se determinó de la
Tabla 3 que permanecían aproximadamente constantes
entre los años 2001 y 2008.
Para incorporar la variabilidad en la predicción de tráfico,
se estimaron 3 tasas de crecimiento que representan
el crecimiento más probable, pesimista y optimista. Se
calcularon a partir de los valores estadísticos (promedio
y desviación estándar) del TMDA asociado a los tramos
que pertenecían a una misma clasificación de tipo de
pavimento.
Las ecuaciones de progresión del tráfico consideran un
crecimiento constante. Sin embargo, este crecimiento
está acotado por la capacidad de las rutas. La capacidad
depende del nivel de servicio de la ruta y de la cantidad
de pistas por sentido. Por este motivo, en la modelación de tráfico se limitó el crecimiento anual del tráfico
según la capacidad de la vía. Una forma aproximada de
Una vez definidos las ecuaciones de progresión de tráfico por tipo de vehículo y los FEC, se logran obtener los
ejes equivalentes anuales a partir de la ecuación 9.
(9)
Los ejes equivalentes anuales (EEanual) incluyen distintas
proyecciones según las condiciones que se impongan al
Tabla 3 Valores de FEC obtenidos por zona del país y para distintas configuraciones de carga
(liviano – mediano – pesado)
Tipo de Vehículo
Zona del País
Norte
Centro
Sur
82 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
Configuración de Carga
C2E
C+2E
B2E
B+2E
Liviano
0,550
2,494
1,802
0,607
Medio
0,646
2,512
1,846
0,877
Pesado
0,742
2,529
1,890
1,148
Liviano
0,541
1,580
1,111
0,633
Medio
0,736
2,280
1,579
0,871
Pesado
0,931
2,980
2,047
1,108
Liviano
0,534
2,247
1,557
0,573
Medio
0,785
2,588
1,690
0,888
Pesado
1,036
2,928
1,823
1,203
] Vera, I. - Thenoux, G. - Solminihac, H. D. - Echaveguren, T. [
páginas: 76 - 88
momento de analizar un tramo de pavimento, en cuanto
a tipo de crecimiento del tráfico, distribución por pista,
porcentajes de tráfico pesado y configuración de carga.
3.3 Modelación del comportamiento de los
pavimentos
A partir de los modelos de Kerali y Odoki (2000), NCHRP
(2004) e Irfan et al. (2009). Se calibraron las formas
funcionales de progresión del IRI. La ecuación 10 es
una adaptación directa del modelo de Kerali y Odoki
(2000). La ecuación 11, en tanto, se especificó en base
a los resultados de Irfan et al. (2009).
(10)
(11)
Donde IRIt es la rugosidad en el tiempo t (m/km), EE son
los ejes equivalentes promedio diarios, NE es el número
estructural del pavimento (cm), EDAD es la edad del pavimento en años y a, b, c corresponden a los parámetros
de la regresión.
La calibración se realizó para todos los tipos de pavimentos incluidos en la matriz factorial (Tabla 2). La Tabla 4
resume los resultados de la calibración.
Los modelos se diferenciaron además por pista, según
pista lenta y rápida, ya que la tasa de deterioro de ambas
pistas es distinta. Esto se debe a que en la pista lenta se
concentra el flujo de vehículos pesados. En tanto que
la pista rápida es utilizada para adelantar, y por tanto
circulan por ella principalmente vehículos livianos.
3.4 Modelación del efecto de intervenciones sobre los
pavimentos
El modelo calibrado en la sección anterior explica el
comportamiento del IRI en ausencia de mantenimiento.
Sin embargo, para evaluar el desempeño de diversas
estrategias de mantenimiento, es necesario cuantificar el
efecto de las intervenciones sobre el IRI. Aun cuando en
términos funcionales el IRI no discrimina explícitamente
la influencia de un mejoramiento de condición funcional
de la influencia de una de rehabilitación (mejoramiento
de condición funcional y estructural), si es posible incluir
dicha diferencia modelando la magnitud de la reducción
de IRI, según lo muestra la Figura 3.
En ella se ilustra la disminución del valor de IRI (ΔIRI)
al realizar una conservación o una rehabilitación en el
pavimento. Esta diferencia se calculó como la diferencia
entre el IRI del año de ejecución de la intervención (IRIn)
y el IRI del año previo a la intervención (IRIn-1), según
la ecuación 13, en donde n el año de ejecución de la
intervención respectiva.
Tabla 4 Resultado de la calibración de modelo de progresión del IRI en pistas lenta y rápida
Pista Lenta
Nivel
Matriz
Pista Rápida
Coeficientes
R2
Tipo de
ajustado Ecuación
Coeficientes
a
b
c
R2
Ajustado
11
1,2691
0,0000
0,0140
0,762
0,797
11
1,2350
0,0002
0,0218
0,361
-0,0105
0,433
10
0,0487
0,6668
-0,0148
0,223
0,3191
0,0113
0,127
10
0,1219
0,4156
0,0014
0,152
0,9613
0,0006
0,0528
0,754
11
0,9414
0,0032
-0,0056
0,332
11
0,7026
0,0014
0,0445
0,512
11
0,7892
0,0009
0,0446
0,712
20
11
1,9686
-0,0027
0,0508
0,279
11
1,5289
-0,0027
0,0562
0,323
22
10
1,8646
-0,0889
0,0506
0,175
10
1,8983
-0,0717
0,0169
0,016
23
10
0,5311
0,1988
0,0175
0,635
11
0,8820
0,0053
-0,0049
0,620
26
10
0,0078
1,0899
-0,0268
0,875
10
1,0718
0,0222
0,0172
0,769
Tipo de
Ecuación
a
b
c
4
11
1,4183
0,0000
0,0137
0,628
10
11
1,2400
0,0006
0,0234
11
11
0,7165
0,0024
13
10
0,2120
14
11
19
páginas: 76 - 88
] Vera, I. - Thenoux, G. - Solminihac, H. D. - Echaveguren, T. [
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 83
(13)
Con datos históricos anuales de IRI en tramos donde
se han ejecutado intervenciones de distinto tipo, se
calcularon los valores de ΔIRI aplicando la ecuación 13.
Figura 3 Efecto del mantenimiento preventivo y la
rehabilitación en el IRI
El valor de ΔIRI tiene relación directa con el IRI previo a
la aplicación de cada intervención, por lo cual se puede
formular la ecuación 14 para cada tipo de intervención,
siguiendo a Irfan et al. (2009).
(14)
Para modelar ΔIRI se consideraron 3 formas funcionales: logarítmica, lineal y polinómica. En cada tipo de
acción de mantenimiento modelada se seleccionó la
forma funcional que arrojó un mayor coeficiente de
correlación.
La Figura 4 muestra un ejemplo del ajuste de una de
las curvas para la aplicación de un microaglomerado
con bacheo y sello asfáltico (MIC+BACH+SE). En ella
se aprecia que efectivamente la respuesta del modelo
(ΔIRI) es dependiente del IRI inicial, siendo más efectiva cuando los valores de IRI son más altos. La Tabla 5
resume las ecuaciones obtenidas para cada una de las
intervenciones modeladas.
Figura 4 Gráfica de
dispersión y regresión
polinómica de ΔIRI vs IRI
inicial para la aplicación
de microaglomerado con
bacheo y sello asfáltico
(MIC+BACH+SE)
R2 = 0,871
N = 19
Tabla 5 Ecuaciones de estimación de caída de IRI y rango de efectividad
Tipo de intervención
Nomenclatura
Ecuación (m/km)
IRI inicial mínimo (m/km)
BACH
ΔIRI = 0,0590
Sin restricción
FRE+REC
ΔIRI = 0,0157 · (IRIinicial)2 + 0,9066 · IRIinicial – 2,0501
IRIinicial ≥ 2,00
MAF
ΔIRI = 0,5066 · ln (IRIinicial) – 0,2206
IRIinicial ≥ 1,10
MIC+BACH+SE
ΔIRI = 0,1025 · (IRIinicial)2 + 0,3725 · IRIinicial – 0,9840
IRIinicial ≥ 1,55
OVEA
ΔIRI = 0,1331 · (IRIinicial)2 – 0,0354 · IRIinicial – 0,2329
IRIinicial ≥ 0,90
SE+BACH
ΔIRI = 0,0,175
Sin restricción
Bacheo
Fresado + Recapado
Microaglomerado
Microaglomerado +
Bacheo + Sello Asfáltico
Recapado
Sello Asfáltico + Bacheo
84 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
] Vera, I. - Thenoux, G. - Solminihac, H. D. - Echaveguren, T. [
páginas: 76 - 88
3.5 Indicador de desempeño de estrategias de
mantenimiento
luación) y un valor mínimo 0, correspondiente al indicador de desempeño del caso base, sin la aplicación de
intervenciones.
Un aspecto central para la evaluación de distintas estrategias de mantenimiento es el contar con un indicador cuantitativo que permita compararlas. Este
indicador constituye un complemento a los indicadores
que usualmente se utilizan para evaluar programas de
mantenimiento, como por ejemplo aquellos utilizados
por el programa computacional HDM – 4.
Para estimar el indicador se requiere de los datos y modelos que se describieron en las secciones anteriores de
este trabajo: modelos de tráfico, solicitaciones, estado
del pavimento y efecto de las intervenciones en el IRI.
El indicador de desempeño es de tipo agregado y cuantifica la efectividad de distintos planes de conservación
en base al área encerrada bajo la curva de IRI que incluye los distintos tipos de intervenciones y la curva de
progresión de IRI para la situación base.
Puesto que existe una relación inversa entre el IRI y
la serviciabilidad que otorga el pavimento al usuario,
mientras menor sea el área encerrada por ambas curvas de IRI, mejor será el desempeño de la estrategia de
mantenimiento en términos de la serviciabilidad prestada al usuario. Por tanto, el indicador de desempeño
del mantenimiento (I.D) relaciona el área bajo la curva
mediante la ecuación 15.
(15)
El indicador tiene como valor máximo 1 (situación ideal
de IRI prácticamente nulo durante el período de eva-
4. Estudio de casos
El método desarrollado se aplicó a 3 tipos de pavimento
con diversas edades. A estos se les aplicaron 3 estrategias de mantenimiento. Se compararon y se identificó
el plan de mantenimiento de mejor desempeño. En la
Tabla 6 se muestran variables de entrada requeridos para
la evaluación de algunos tramos ejemplos. El año base
de cálculo de TMDA fue el 2008.
Los planes de mantenimiento analizados se muestran en
la Tabla 7. La denominación de las intervenciones sigue
la convención de la Tabla 5.
El período de evaluación de los planes de conservación fue de 20 años, entre los años 2010 y 2030. En
la Figura 5 se muestra la progresión de las curvas de
IRI para 3 tipos de pavimentos flexibles considerados,
bajo un mismo plan de conservación. En la Tabla 8 se
muestran los indicadores de desempeño calculados con
la ecuación 15.
Los resultados de la Tabla 8 muestran que en los pavimentos de nivel 10, el plan más eficiente es el N°2; en
los pavimentos de nivel 19 y 22 es el Plan 1. En la Figura
5 se puede apreciar que los pavimentos de nivel 19 y 22
tienen un patrón de progresión de IRI similar, por lo cual
es consistente que el mismo plan sea el más eficiente
en ambos casos. En el caso del pavimento de nivel 10,
en donde el valor de IRI inicial es casi el doble respecto de los otros niveles, el plan más eficiente es el que
Tabla 6 Valores de entrada requeridos para la evaluación de tramos de pavimentos
Nivel en la Matriz
Variables de Entrada
10
19
22
Región de Ubicación (Chile)
Biobío
Araucanía
Valparaíso
Año de Construcción
1990
1998
2003
Número Estructura (NE) (cm)
12,52
11,41
11,61
TMDA de camiones de 2 Ejes (C2E)
755
151
708
TMDA de camiones de más de 2 Ejes (C+2E)
1.853
595
805
TMDA de buses de 2 Ejes (B2E)
1.231
240
801
TMDA de buses de más de 2 Ejes (B+2E)
90
18
12
páginas: 76 - 88
] Vera, I. - Thenoux, G. - Solminihac, H. D. - Echaveguren, T. [
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 85
aplica una combinación de intervenciones funcionales
más una rehabilitación. El resultado obtenido para los
pavimentos de nivel 10 es consistente con los conceptos
planteados en la sección 3.4 acerca de la dependencia
del resultado de las intervenciones respecto del estado
inicial del pavimento.
Plan N° 1
Plan N° 2
Plan N° 3
3
4
3
Tipo de Intervención 1
BACH
BACH
BACH
Año de Intervención 1
2012
2012
2015
Tipo de Intervención 2
MAF
BACH
FRE+REC
Año de Intervención 2
2015
2014
2018
Tipo de Intervención 3
OVEA
MIC+BACH+SE
MAF
Año de Intervención 3
2023
2018
2023
Tipo de Intervenciones
y año de aplicación
Tipo de Intervención 4
SE+BACH
Año de Intervención 4
2022
Tabla 7 Planes de conservación
para comparación del desempeño
en distintos pavimentos
Figura 5 Ejemplo de
curvas de IRI para
distintos tipos de
pavimentos flexibles
bajo un mismo plan
de conservación
Indicadores de desempeño (I.D)
Nivel en la Matriz
Plan N° 1
Plan N° 2
Plan N° 3
10
0,34
0,45
0,40
19
0,17
0,14
0,09
22
0,18
0,15
0,11
86 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
Tabla 8 Valores de los indicadores de desempeño
correspondientes a cada plan de conservación
para los 3 tipos de pavimentos flexibles
analizados
] Vera, I. - Thenoux, G. - Solminihac, H. D. - Echaveguren, T. [
páginas: 76 - 88
5. Conclusiones y recomendaciones
Este trabajo propuso un modelo de evaluación técnica
de desempeño de la mantención basada en datos de
estado, inventario y seguimiento de pavimentos en
Chile. En él se calibraron modelos específicos para describir las condiciones nacionales de tráfico, estado del
pavimento, comportamiento en el tiempo y el efecto la
conservación en el pavimento.
La incorporación de variabilidad en la proyección de
tráfico en base a tasas de crecimiento, representa una
mejora en la modelación global puesto que otorga
una mayor cantidad de escenarios de evaluación del
tramo de pavimento. Lo mismo ocurre con los factores
de equivalencia de carga, lo que permiten configurar
distintos escenarios de estimación de carga de vehículos
pesados.
Las curvas de IRI obtenidas son específicas para los distintos tipos de pavimentos analizados y para las pistas
lenta y rápida. Esto se debe por un lado a los diferentes
niveles de solicitaciones, capacidad estructural y contexto climático en que se encontraban los grupos de tramos
testigo. Además, los modelos calibrados para pista lenta
y rápida resultaron estadísticamente diferentes debido
esencialmente a la diferencia existente en las aplicaciones de carga en cada una de las pistas.
Los modelos que describen el efecto de las intervenciones sobre los pavimentos pueden aplicarse a todo
tipo de pavimentos flexibles, considerando que para
la estimación del efecto solo dependen del nivel de
IRI en el que se encuentre el tramo de pavimento en
evaluación. Asimismo, es importante mencionar que las
intervenciones modeladas representan tanto el efecto
de aplicaciones individuales como también conjuntos de
aplicaciones sobre las curvas de comportamiento.
páginas: 76 - 88
Los indicadores de desempeño obtenidos permiten,
por un lado, comparar distintos planes de conservación
(análisis ex ante), y por otro, evaluar la efectividad que
tuvieron los planes de mantenimiento ya ejecutados
(análisis ex post) con lo cual el modelo propuesto sirve
no solo para planificar, sino que además para evaluar
la eficiencia de planes ya aplicados.
Los resultados obtenidos en el caso de estudio ratificaron que la eficiencia de las estrategias depende en
gran medida del estado inicial del pavimento y del impacto individual de las reducciones de IRI. Pavimentos
con IRI más elevados requerirán estrategias de mayor
impacto y, a la inversa, pavimentos con IRI más bajos
requerirán técnica de menor impacto. Asimismo, se
concluyó que no siempre el plan que tenga una mayor cantidad de intervenciones es el más eficiente,
por lo cual es importante definir adecuadamente,
además del tipo de intervención, la oportunidad de
intervención.
Con el fin de mejorar la precisión de los modelos, es
posible agregar variabilidad temporal a los parámetros
estructurales (la deflexión por ejemplo), con lo cual es
posible evaluar en forma directa los cambios de estado
de la condición estructural año a año. Asimismo, los
modelos de efectividad de las intervenciones en los
pavimentos pueden perfeccionarse si se incorporan
variables tales como espesores de las técnicas de rehabilitación o calidad de ejecución de la intervención,
entre otras.
Otro aspecto importante de considerar es la integración
de los resultados de este trabajo con las restricciones
económicas, con el fin de generar una función de optimización de desempeño técnico y económico.
] Vera, I. - Thenoux, G. - Solminihac, H. D. - Echaveguren, T. [
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 87
system for construction and maintenance activities.
Transportation Research Record, 1974, 26-36.
Referencias
1.
2.
3.
4.
5.
6.
Abaza, K. (2004). Deterministic performance prediction
model for rehabilitation and management of flexible
pavements. International Journal of Pavement
Engineering, 5(2), 111-121.
Al-Suleiman, T., Sinha, K. y Riverson, J. (1991). Effects of
pavement age and traffic on maintenance effectiveness.
Journal of Transportation Engineering, 117(6), 644-659.
De Solminihac, H., Hidalgo, P., Salgado, M. y Valdés, M.
(2003). Calibración de modelos de comportamiento HDM
de pavimentos asfálticos a condiciones de Chile. Estudio
de Seguimiento de Pavimentos Asfálticos. Ministerio de
Obras Públicas, Chile.
Irfan, M., Khurshid, M.B., Labi, S. y Flora, W. (2009).
Evaluating the cost-effectiveness of flexible rehabilitation
treatments using different performance criteria. Journal
of Transportation Engineering, 135(10), 753-763.
Kerali, H. y Odoki, J.B. (2000). Volume 4 – Analytical
framework and model descriptions. The Highway
Development and Management Series.
Li, Y., Cheetham, Al., Zaghloul, S., Helali, K. y Bakheet, W.
(2006). Enhancement of Arizona pavement management
88 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
7.
Lu, Q., Zhang, Y. y Harvey, J.T. (2008). Growth of truck
traffic volume for mechanistic-empirical pavement
design. International Journal of Pavement Engineering,
10(3), 161-172.
8.
NCHRP (2004). Guide for Mechanistic-Empirical Design
of New and Rehabilitated Pavement Structures. NCHRP
Report 1-37A, National Cooperative Highway Research
Program, Transportation Research Board, National
Research Council, United States.
9.
Papagiannakis, A.T., Bracher, M. y Jackson, N.C. (2006).
Utilizing clustering techniques in estimating traffic data
input for pavement design. Journal of Transportation
Engineering, 132(11), 872-879.
10. Prozzi, A. y Hong, F. (2008). Transportation infrastructure
performance modeling through seemingly unrelated
regression systems. Journal of Infrastructure Systems,
14(2), 129-137.
11. Tsunokawa, K., Van Hiep, D. y Ul-Islam, R. (2006). True
optimization of pavement maintenance options with
what-if models. Computer-Aided Civil and Infrastructure
Engineering, 21, 193-204.
] Vera, I. - Thenoux, G. - Solminihac, H. D. - Echaveguren, T. [
páginas: 76 - 88
Applications of the
integral project
management in the
construction industry.
Second part,
highway projects
Aplicaciones de
la administración
integral de proyectos
en la industria de la
construcción. Segunda
parte, proyectos viales
Autores
VEAS, L.
Doctor en Ciencias Aplicadas, Universidad Católica de Lovaina
Profesor Asociado, Escuela de Construcción Civil
Pontificia Universidad Católica de Chile
[email protected]
PRADENA, M.
Magíster en Construcción, Pontificia Universidad Católica de Chile
Profesor Asistente, Departamento de Ingeniería Civil
Universidad de Concepción, Chile
[email protected]
Fecha de recepción
28/05/2010
Fecha de aceptación
01/12/2010
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 89
Resumen
Este artículo constituye el tercero de una
serie sobre la Administración Integral
de Proyectos (AIP) en la industria de la
construcción en Chile, aun cuando muchos de los conceptos aquí vertidos son
extrapolables a la realidad de otros países
y de otros sectores productivos. La base
de la propuesta de la AIP en el mercado
de la construcción fue presentada por
los autores en un número anterior de
esta revista, y en el presente artículo
se exhiben aspectos importantes de la
aplicación de la AIP al caso de proyectos
viales, en particular caminos y carreteras.
De esta manera, se revisa primeramente
la necesidad de análisis profundos en
este tipo de proyectos, debido a las altas
inversiones que ellos significan, también
se presentan las particularidades de los
proyectos viales y el rol de la AIP en este
tipo de proyectos. Posteriormente, se
trata la importancia de la conservación
de los caminos y la necesidad de modelación, para finalmente exponer las
aplicaciones de la AIP tanto en proyectos
públicos como privados.
De acuerdo a lo presentado, se concluye
que las herramientas que proporciona la
Administración Integral de Proyectos son
necesarias y aplicables para el adecuado
desarrollo de proyectos de caminos.
Palabras clave: Administración Integral de Proyectos, carreteras, caminos.
Abstract
This is the third paper of a series about
the Integral Project Management (IPM) in
the Chilean construction industry, even
though many of the concepts included
here are extrapolated to the reality of
other countries and other productive
sectors. The basis of the IPM’s proposal in
the construction industry was presented
by the authors in a previous issue of
this journal. In this article important
aspects of the IPM application to the
particular case of highway projects are
presented. Thus, the necessity of deep
analysis in this kind of projects is first
reviewed, due to the high investments
required. Also, the particularities of road
projects and the role of PM in this kind
of projects are presented. After that, the
importance of road maintenance and the
necessity of modeling are shown. Finally
the applications of IPM are shown both
in public and private projects.
According to that presented it is
concluded that the tools provided by
the Integral Project Management are
necessary and applicable for the proper
development of highway projects.
Keywords: Integral Project Management, highway, roads.
90 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Veas, L. - Pradena, M.
[
páginas: 89 - 96
1. Introducción
1.1 Antecedentes
lizada. Buenas decisiones en materia de infraestructura
vial pueden generar grandes beneficios, por el contrario,
decisiones equivocadas pueden tener efectos muy negativos, tanto para el inversionista (público o privado)
en particular, como para el país en general.
Como se presentó en Veas y Pradena (2008), la Administración Integral de Proyectos (AIP) es una necesidad
actual y creciente del mercado de la construcción. También, en ese artículo, se definió el término de AIP. De esta
definición, se desprendió, además, que la AIP constituye
una forma de abordar cualquier tipo de proyectos.
Para minimizar el riesgo de inversiones cuantiosas mal
planeadas y/o ejecutadas es imprescindible realizar
análisis rigurosos. Esto puede ser abordado a través del
llamado “análisis del ciclo de vida” de los proyectos,
que se muestra en la Figura 1.
Particularmente la integración de los procesos de inicio,
planificación, ejecución, seguimiento y control disminuye los riesgos de los proyectos. El elaborar y documentar
metodologías permite repetir los éxitos, y a partir de
la experiencia adquirida mejorar en cada proyecto, ya
que se genera una base de acción, permitiendo mayor
libertad y atención a los nuevos desafíos que así lo
requieran.
El objetivo de estudiar la viabilidad de los proyectos
de esta manera, es evitar elevados costos, ya que en
la medida que se avanza en las etapas, los estudios
van tomando mayor profundidad, de tal manera de
ir reduciendo la incertidumbre. Esto permite desechar
en las primeras etapas los proyectos, o alternativas de
solución, que no son viables, o que tienen elevados
índices de riesgo.
Por otra parte, abordar cualquier tipo de proyectos con
la metodología de AIP otorga un enfoque homogéneo,
mejora la relación costo-beneficio, produce satisfacción
del cliente y desarrolla las habilidades del equipo (Adaptado de Esterkin, 2007).
Entonces, tener una metodología para abordar los
proyectos no elimina la creatividad, solo reduce los
riesgos, proporciona una guía, un camino por recorrer.
Por lo tanto la Administración Integral de los Proyectos
es una forma de abordar los proyectos y es aplicable a
cualquier ámbito, en particular en este artículo se revisa
su aplicabilidad a los proyectos viales, con énfasis en
caminos y carreteras.
2.1.2 Enfoques del análisis
El problema de las inversiones en caminos se puede
analizar desde dos puntos de vista, a saber, un enfoque
privado o un enfoque social.
Figura 1 Ciclo de vida de un proyecto. Fuente:
Elaboración propia en base a Mideplan, 1992
1.2 Objetivo
Estudiar y analizar la aplicabilidad de las herramientas
que proporciona la Administración Integral de Proyectos
en el caso de proyectos viales.
2. Desarrollo
2.1 Administración Integral de Proyectos Viales
2.1.1 Necesidad de análisis rigurosos
En general, los proyectos viales se caracterizan por la importancia de los recursos necesarios en la construcción y
mantenimiento de estos. Entonces, y ante la limitación
de recursos, es necesario que la inversión sea bien rea-
páginas: 89 - 96
]
Veas, L. - Pradena, M.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 91
En el enfoque privado, lo relevante para el inversionista
vial será la rentabilidad del proyecto. Para minimizar el
riesgo serán requeridos estudios de mercado, técnicos
y evaluación propiamente tal, entre otros.
En el enfoque social, en cambio, se considerarán otros
costos y beneficios que no necesariamente son relevantes para las empresas, como por ejemplo el ahorro en
el tiempo de viaje de los usuarios, o la magnitud de los
costos de combustible, lubricantes, neumáticos, horas
de mantención, entre otros costos operacionales en que
incurren los usuarios.
2.1.3 Particularidades de los proyectos viales
El enfoque social (público) del análisis de inversión en
caminos, requiere la consideración desde la preinversión,
de los costos y beneficios en todo el período de análisis.
Es decir, no solo en la etapa de inversión propiamente
tal, sino que también en la operación e incluso al finalizar el período, a través del valor residual del proyecto.
Si el inversionista vial desea participar en ciertos sistemas
de contratación como concesiones o contratos por nivel
de servicio u otros en los que más que cantidades de
obra, el énfasis del control se encuentre en los resultados, el inversionista requerirá estimar eficazmente,
a priori, los costos y beneficios en todo el período de
duración del contrato.
Entonces, tanto en el caso público como privado se
requiere un análisis en el presente de lo que ocurrirá
en el futuro, en el o los caminos. Como se muestra
en mayor detalle en el desarrollo de este artículo,
esta es una de las principales particularidades de los
proyectos viales, que los diferencian de otros tipos
de proyectos.
2.1.4 Rol de la Administración Integral de Proyectos
Viales
De Veas y Pradena, 2008 y 2009, se desprende que la
Administración Integral de Proyectos es una forma de
abordar proyectos de distinta índole, y que particularmente en la industria de la construcción se manifiesta,
entre otras, como una asesoría al mandante, en pos de
conseguir los objetivos del proyecto.
De esta manera, entonces, es posible identificar el rol
que la AIP puede cumplir en los proyectos viales. En
efecto, el Administrador Integral de Proyectos asesora
al mandante en la búsqueda de la solución óptima,
considerando los costos y beneficios en todo el período
de análisis.
92 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Veas, L. - Pradena, M.
2.2 La importancia de la conservación de los
caminos
En el caso de la conservación vial, se pretende preservar
los caminos en un estado que permita que presten el
servicio para el cual fueron concebidos. Además, cabe
destacar que el patrimonio vial es uno de los mayores de
cualquier país y es uno de los factores más importantes
para su desarrollo integral.
Para cumplir con lo anterior, no es suficiente realizar una conservación de tipo correctiva, sino que se
debe intervenir en el momento adecuado. Escatimar
esfuerzos en conservación implica asumir la pérdida
del patrimonio.
Como muestra la Figura 2, que representa el deterioro
del pavimento en el tiempo, existe un punto a partir
del cual el descenso de la calidad de la superficie es
acelerado, y a partir del cual intervenir el camino costará
mucho más debido a que es necesario reconstruir más
que realizar una conservación propiamente tal. Por lo
tanto, existirá una ventana de oportunidad en el tiempo
para intervenir el camino.
En general los mejores resultados se obtienen al estudiar
la solución en su conjunto, es decir, no solo el diseño,
sino también la construcción, la conservación e incluso
el valor residual, como muestra la Figura 3.
2.3 La necesidad de herramientas de apoyo en los
proyectos de caminos
Surge la pregunta de cómo es posible dar solución a
la problemática planteada en el punto 2.2, tomando
en consideración que el período de análisis en caminos se encuentra, en general, entre 15 a 30 años. En
efecto, el desafío está en determinar hoy el comportamiento futuro de la solución, por ejemplo decidir
sobre la estrategia de conservación más adecuada que
permita, al menor costo, preservar los caminos en un
estado tal, que presten el servicio para el cual fueron
concebidos.
Para ello, es necesario analizar múltiples opciones de
intervención en momentos distintos del período de
análisis. Esto implica necesariamente costos diferentes,
y también distintos efectos sobre el camino, que afectarán a su vez a los costos de futuras intervenciones. Para
relacionar todo esto, y contar con la información en el
presente de lo que ocurrirá en el futuro, es imprescindible modelar la condición del camino, de tal manera
de determinar, para cada estrategia de diseño-construcción-conservación, según corresponda, los costos y
beneficios en todo el período de análisis.
[
páginas: 89 - 96
Figura 2 Curva de deterioro de
un pavimento.
Fuente: Elaboración propia en
base a Bull, 2002
Figura 4 Software HDM-4.
Fuente: Odoki and Kerali, 2000
Figura 3 Estudio conjunto de la solución del camino.
Fuente: De Solminihac, 2001
Entonces, se requiere de un sistema que, por una parte,
cuente con un modelo de deterioro, y por otra, determine los costos de conservación y de los usuarios, según
sea el enfoque del análisis. Existen distintos sistemas
que permiten realizar todo o parte de lo anterior, sin
embargo, cabe destacar el software HDM-4, y la versión
desarrollada en Chile por el Instituto del Cemento y del
Hormigón de Chile, Pavement Evaluator que ocupa relaciones de HDM y desarrolla otras para pavimentos de
hormigón que fueron incorporadas en HDM-4.
Estos modelos requieren ser calibrados para obtener una
predicción más confiable en la zona a utilizar. En Chile
se cuenta con la calibración del HDM-4.
Mayores antecedentes respecto al sistema HDM-4, se
pueden encontrar en Pradena y Posada (2006).
páginas: 89 - 96
]
2.4 AIP en el enfoque privado y público de
proyectos de caminos
2.4.1 Utilización de la modelación en la AIP de
proyectos de caminos
En la Figura 5 se muestra como a través de la modelación es posible calcular los flujos de beneficios y costos
que permitirán al AIP determinar la inversión más conveniente, ya sea en el enfoque privado o social, según
corresponda.
La modelación de los costos de operación se hace a través del IRI (Índice de Regularidad Internacional) debido a
que es un parámetro que está directamente relacionado
con la percepción que tiene el usuario del estado del
Veas, L. - Pradena, M.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 93
Figura 5 Costos y beneficios calculados mediante modelación.
Fuente: FICEM, 1996 en De Solminihac, 2001
camino. Por esta razón, y debido a que otros deterioros
influyen en el IRI, este parámetro también es importante
en la determinación de los momentos adecuados de
intervención del camino.
2.4.2 AIP de proyectos privados
En particular, en todos los sistemas contractuales en que
el centro del control está en los resultados, y en los que
se le entrega mayor libertad al privado para decidir sobre
la acción de conservación y su oportunidad, es necesario
definir, a priori, las alternativas optimas (entre la múltiples existentes) de diseño-construcción-conservación,
según sea el caso contractual.
En el caso de las concesiones del tipo DBOT (Design,
Build, Operate and Transfer) se requiere efectivamente
definir la alternativa óptima de diseño-construcciónconservación. En concesiones del tipo BOT (Build, Operate and Transfer), soluciones del tipo construcciónconservación serán requeridas.
En contratos por nivel de servicio y en concesión de la
conservación, en general, es requerida la solución de
conservación por el período de duración del contrato
o hasta que se logren los ingresos totales de la concesión (ITC) con los que el concesionario se adjudicó el
contrato.
Entonces, en todos los casos anteriores es imprescindible contar con una asesoría del tipo AIP, debido a
94 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Veas, L. - Pradena, M.
que en estos contratos se requiere estudiar distintas
alternativas para encontrar la solución óptima, y por
lo tanto la que involucra los menores costos para
el contratista cumpliendo con las exigencias de resultados impuestas por la agencia vial. Para ello es
necesario analizar las múltiples opciones de intervención en momentos distintos del período considerado
en el contrato. Esto implica necesariamente costos
diferentes y también distintos efectos sobre el camino, que afectarán a su vez a los costos de futuras
intervenciones.
Este análisis del período de duración del contrato es
necesario realizarlo en el estudio de la propuesta, por lo
tanto resulta imprescindible contar con una Administración Integral de Proyectos que considere la modelación
de la condición del camino en el tiempo y los costos
asociados.
2.2.2 AIP de proyectos públicos
Para asignar adecuadamente los recursos públicos en las
inversiones viales es necesario realizar análisis profundos
en la preinversión. Ante las múltiples necesidades de
inversión en infraestructura vial, lo que existe es una
cartera de proyectos, los cuales deben ser priorizados
de acuerdo a un análisis que considere todos los costos y beneficios sociales involucrados en el período de
análisis. Esto se consigue estudiando la solución en su
conjunto, vale decir diseño-construcción-conservación
y valor residual.
[
páginas: 89 - 96
En el caso de los contratos en los que se entrega mayor
libertad al contratista para realizar las acciones que estime conveniente, y en los que el control de la agencia
vial se centra en los resultados, es necesario conocer, de
antemano, los costos y efectos de las múltiples opciones
de conservación actuando en los distintos posibles momentos de intervención, como además los resultados a
exigir en cada camino de la red vial bajo contrato. Todo
esto requiere de un análisis del tipo AIP.
En general, la Dirección de Vialidad del Ministerio de
Obras Públicas de Chile (MOP) realiza un análisis del
tipo AIP. Esto lo efectúa, en general, a través de un AIP
interno a la organización. Un ejemplo es el trabajo que
realiza el Departamento de Gestión Vial.
Esto puede ser replicado en las agencias viales de
otros países, o utilizar un AIP externo que asesore a la
agencia.
ción de la conservación, y con herramientas propias de
la Administración Integral de Proyectos.
3. Conclusiones
Las herramientas que proporciona la Administración
Integral de Proyectos son aplicables a proyectos de caminos, debido a que las cuantiosas inversiones que se
requieren en este tipo de proyectos, necesitan análisis
rigurosos del tipo AIP, que contribuyan resueltamente
a tomar decisiones óptimas.
Lo anterior es válido tanto para proyectos privados como
públicos ya que en ambos casos se requiere calcular los
costos y beneficios en todo el período de análisis del o
los caminos.
Por otra parte el surgimiento de Jefes de Proyectos y
la formación en Gerencia Integrada de Proyectos en el
MOP, es un avance en lo que a AIP se refiere, ya que se
busca alcanzar los objetivos de los proyectos, utilizando
para ello las herramientas que entrega la Administración
Integral de Proyectos.
Para calcular los costos y beneficios en todo el período
de análisis del o los caminos, es imprescindible contar
con una herramienta de apoyo que permita modelar el
estado del camino en todo su ciclo de uso, y calcular
los costos asociados, considerando las distintas posibilidades de diseño, construcción y conservación, según
sea el caso.
Finalmente Aguayo, 2008, realiza una interesante propuesta para la aplicación de la AIP en la conservación
vial regional, en la que el Jefe del Departamento de
Conservación Regional de la Dirección de Vialidad, actúa
como Jefe de Proyectos, con herramientas de planifica-
El aporte del AIP en este tipo de proyectos resulta
fundamental, sobre todo en la etapa de preinversión,
donde el objetivo es asesorar al mandante en la toma de
decisiones basadas en información objetiva, respecto a
lo que ocurrirá en el período de análisis del camino.
páginas: 89 - 96
]
Veas, L. - Pradena, M.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 95
1.
2.
3.
4.
5.
4. Bibliografía
6.
AGUAYO, Osvaldo. Propuesta de Aplicación de Dirección
Integrada de Proyectos a la Conservación Vial Regional.
Actas IX Congreso Internacional Provial Chile. Puerto
Varas. Noviembre 2008.
MIDEPLAN. Inversión Pública, Eficiencia y Equidad.
Departamento de Inversiones. Segunda edición. Santiago.
1992. 577 pp.
7.
ARRIAGADA, Gustavo. Administración Integral de
Proyectos. Santiago, Ediciones del Colegio de Ingenieros
de Chile. 1988. 674 pp.
ODOKI Jennaro y KERALI Henry. HDM-4: Highway
Development and Management. Volume Four: Analytical
Framework and Model Descriptions. París, Asociación
Mundial de Carreteras, 2000.
8.
DE SOLMINIHAC, Hernán. Gestión de infraestructura
vial. 2a ed. ampl. Santiago, Universidad Católica de Chile.
2001. 507 pp.
PROJECT Management Institute. Guía de los Fundamentos
de la Dirección de Proyectos. Tercera edición. Pennsylvania,
Estados Unidos. 2004. 392 pp.
9.
BULL, Alberto. Un nuevo paradigma institucional para
la conservación vial [en línea]. Concepción: Dirección de
Vialidad y Universidad de Concepción, 2002 [fecha de
consulta: 29 Abril 2010]. Disponible en: < http://www.
udec.cl/~provial>.
PRADENA, Mauricio y POSADA John Jairo. Análisis de
Inversiones en Carreteras Utilizando Software HDM-4.
Revista de la Construcción, 6(1): 35-47, 2007.
10. VEAS, Leonardo y PRADENA Mauricio. El Administrador
Integral de Proyectos en la Industria de la Construcción.
Revista de la Construcción, 7(2): 47-55, 2008.
ESTERKIN, José. La Administración de Proyectos en un
Ámbito Competitivo. Buenos Aires, Thomson Learning.
2007. 200 pp.
96 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Veas, L. - Pradena, M.
11. VEAS, Leonardo y PRADENA Mauricio. Aplicaciones de
la Administración Integral de Proyectos en la Industria de
la Construcción. Primera Parte, Proyectos Inmobiliarios.
Revista de la Construcción, 8(1): 83-90, 2009.
[
páginas: 89 - 96
Unpaved roads
stabilization and
maintenance under
ice-snow conditions
in mountain
areas
Estabilización y
manteniento de caminos
no pavimentados
sometidos a condiciones
de hielo-nieve en zona de
montaña
Autores
PRADENA, M.
Profesor Asistente, Departamento de Ingeniería Civil
Universidad de Concepción, Chile
[email protected]
MERY, J.-P.
Profesor Asistente, Escuela de Construcción Civil
Pontificia Universidad Católica de Chile
[email protected]
NOVOA, É.
Constructor Civil
Pontificia Universidad Católica de Chile
[email protected]
Fecha de recepción
28/05/2010
Fecha de aceptación
01/12/2010
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 97
Resumen
Como es sabido, entre los principales
factores que intervienen en la vida útil
de un camino se encuentra el tránsito
y las condiciones climáticas. Algunos
caminos no pavimentados que se encuentran en zonas de montaña, por ser
parte de faenas industriales importantes, deben mantenerse operativos el
mayor tiempo posible durante el año,
debido al fuerte impacto económico
que podría significar su cierre. El paso
constante de vehículos pesados y las
condiciones extremas de hielo y nieve
aumentan de manera significativa el deterioro de estos caminos. Por lo anterior,
se realizan procesos de estabilización
de la carpeta de rodado tendientes a
disminuir el potencial daño al que se
someten, logrando a su vez un efectivo
control del hielo y la nieve. En este artículo se realiza una síntesis y discusión
sobre el uso de productos estabilizantes
en este tipo de caminos tanto en Chile
como en otros países.
Palabras clave: Caminos no pavimentados, estabilización, hielo-nieve, montaña.
Abstract
Traffic and climate conditions are well
known variables that define the road
cycle of life. Some unpaved roads located
in mountain areas should be kept open
as much as possible throughout the year,
since they are part of important industrial
works and because of the economical
impact its closing could cause. Permanent
traffic of heavy-duty vehicles in addition
to extreme snow and ice condition
increase deterioration of these roads
significantly. Thus, stabilization processes
of the road pavement are performed to
reduce the potential damage they will
be subject to, achieving in turn effective
control on ice and snow. This article
focuses on a synthesis and discussion
about the use of stabilizing agents in
this kind of roads, both in Chile and in
other countries.
Key words: Unpaved road, stabilization, ice-snow, mountain.
98 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Pradena, M. - Mery, J.-P. - Novoa, É.
[
páginas: 97 - 107
1. Introducción
1.1 Caminos no pavimentados
Es necesario que los caminos no pavimentados se encuentren sometidos a una gestión en la cual se incluya
el mantenimiento como actividad relevante debido a la
necesidad de minimizar los deterioros que comúnmente
se observan, tales como pérdida de fracción gruesa, erosiones, baches, calaminas, entre otros deterioros. A ello
debe sumarse el desprendimiento de finos que genera
emisiones de polvo y la preocupación por un correcto
saneamiento y drenaje.
Para mejorar las condiciones de la carpeta de rodado
puede recurrirse a la estabilización del suelo por medios
mecánicos o químicos, siendo la primera una solución
que se logra a través de la compactación y mejoramiento de la estructura granulométrica (INN, 2001),
mientras que la segunda consiste en la aplicación de
aditivos químicos como sales, enzimas, polímeros y otros
subproductos del petróleo, que se mezclan con el suelo
(carpeta) a tratar, según dosis previamente definidas.
Algunas de estas soluciones requieren adicionalmente
un curado posterior a su aplicación.
1.2 Caminos no pavimentados sometidos a
condiciones de hielo y nieve
Si bien el objetivo principal de las redes viales no pavimentadas es proporcionar conectividad a bajo costo,
existen ciertos caminos como los ligados al sector productivo (principalmente minero y forestal en Chile) que
además demandan un estándar de servicio mínimo que
garantice seguridad, operatividad y durabilidad. Muchas
de estas vías se encuentran emplazadas precisamente en
zonas de montaña y bajo condiciones de hielo y nieve,
donde las solicitaciones se tornan más agresivas.
Para este tipo de caminos es recomendable disponer una
carpeta de rodado granular, que proteja la subrasante
proveyendo estabilidad debida, entre otras cosas, a la
menor vulnerabilidad frente a los ciclos hielo-deshielo.
Adicionalmente, es posible estabilizar el camino con
algún producto, minimizando el deterioro, además de
mantener el control de hielo y nieve.
1.3 Objetivo
El presente trabajo tiene por finalidad realizar una síntesis y discusión sobre el comportamiento de agentes
estabilizantes en caminos no pavimentados sometidos a
condiciones de hielo y nieve en zonas de montaña.
páginas: 97 - 107
]
2. Estabilización de caminos
no pavimentados
Existe una amplia variedad de productos utilizados
para estabilizar carpetas granulares, cuyas propiedades
resultan apropiadas para utilizarlas en sectores con
clima propio de montaña, donde las condiciones de
hielo y nieve son un problema constante y/o en zonas
donde el clima es seco, con tendencia a aumentar la
emisión de polvo. Los cloruros en general se caracterizan por disminuir el punto de congelamiento del agua
y ser corrosivos para los automóviles, mientras que los
polímeros mejoran la resistencia mecánica del suelo.
Por otra parte, los productos enzimáticos requieren un
especial periodo de curado. En la Tabla 1 se presenta
una descripción resumida de los productos estabilizantes
utilizados normalmente.
3. Situación chilena:
la experiencia minera
En Chile, la estabilización se encuentra incorporada en la
normativa vial de manera más sistemática con posterioridad al año 2000, junto con la actualización del Manual de
Carreteras y cuando nace el programa gubernamental de
mejoramiento de la red vial no pavimentada, “Caminos
Básicos”, en 2003, siendo presentado como una solución
técnica de bajo costo para mejorar la condición de rodadura en carpetas granulares, brindando una durabilidad
mayor que la obtenida con una conservación tradicional.
Además, trae como consecuencia una considerable reducción de las emisiones de polvo y una disminución en
la frecuencia de intervenciones de conservación. Junto
con esta experiencia se han presentado otros estudios
en las distintas versiones del Congreso Internacional
PROVIAL CHILE orientados a buscar un comportamiento
óptimo de las carpetas. Sin embargo, la mayoría de estas
aplicaciones se han enfocado en caminos de zonas no
afectas a condiciones de hielo y nieve.
En Chile ha sido el rubro de la minería quien precisamente ha dado protagonismo a esta última situación,
debido a que gran parte de esta actividad se emplaza en
la cordillera y a que sus operaciones no se pueden detener por el impacto económico que supondría paralizar
el proceso industrial (transporte de mineral, personal,
logística, servicios, etc.). Por otro lado, el tránsito de
maquinaria pesada y los horizontes de proyecto habitualmente hacen inviable el uso de caminos pavimentados, debiendo recurrirse a soluciones granulares de
alto desempeño.
Dentro de la experiencia minera chilena sometida a
condiciones extremas de nieve, hielo, tránsito pesado y
Pradena, M. - Mery, J.-P. - Novoa, É.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 99
Tabla 1 Productos estabilizantes de uso habitual
Producto
estabilizante
Descripción
Cloruro de
calcio (CaCl)
Disminuye el punto de congelamiento del agua a -51ºC y la permeabilidad del suelo. Potencial
corrosión de vehículos. El agua tiende a lavar el producto y a formar superficie resbaladiza. Potencial
daño medioambiental. Buen desempeño en suelos granulares limosos y/o arcillosos.
Cloruro de
magnesio (MgCl)
Más efectivo que el cloruro de calcio para incrementar la tensión superficial produciendo una superficie de rodado más dura. Disminuye punto de congelamiento del agua a -32°C. Considerado
muy corrosivo. El agua diluye los cloruros. Efectivo en carpetas bien graduadas.
Cloruro de
sodio (NaCl)
Disminuye punto de congelamiento del agua a -21°C. Moderadamente corrosivo en metales. El
agua puede generar un potencial lavado del producto. Buen uso en gravas arenosas, suelos arcillosos y/o limosos, libres de materia orgánica.
Polímeros
Provoca una floculación del suelo que permite mejorar la resistencia mecánica. Disminuye el agua
contenida entre las partículas de suelo y reduce la permeabilidad. Tiene dificultad para mantener
una superficie dura. Buen uso en suelos granulares, limosos y/o arcillosos.
Agentes enzimáticos
Requieren un periodo de curado, lo cual genera dificultad de uso masivo en áreas donde las condiciones meteorológicas son lluviosas y húmedas. Efectivo en suelos que contienen arcillas, limos
y material orgánico.
baja humedad atmosférica (especialmente en verano) se
encuentran algunas empresas importantes como Minera
Los Pelambres (IV Región), Codelco División Andina (V
Región) y Anglo American Chile División Los Bronces
(Región Metropolitana), entre varias otras.
Los caminos industriales de estos yacimientos tienen
ciertas características propias del entorno de montaña
y de su actividad operacional. Estas características técnicas son en general recurrentes y se podrían resumir
en:
Calzadas entre 7 y 8 m (hasta 21 m en el área del rajo
y explotación).
• Espesores de carpeta de rodado entre 10 y 20 cm.
• Pendientes y gradientes cercanas al 8% en promedio
(o un poco más en rampas especiales).
• Curvas horizontales con radios de giro variables,
observándose desde curvas de retorno de baja
velocidad de proyecto hasta sectores de trazado
amplio y curvas para Vp > 70 Kph.
• Sistemas de drenaje conformados por cunetas a
pie de talud de corte y camellones por el lado del
terraplén. Los peraltes y bombeos no necesariamente
siguen un diseño conforme a las normas.
• Los alineamientos verticales y horizontales en general
no siguen diseños previamente estudiados, sino
que más bien responden a una adecuación entre
lo necesario y la topografía de montaña donde se
emplazan las vías.
de la Construcción
100 ] Revista
Volumen 9 No 2 - 2010
]
De acuerdo a lo observado por los autores, los tipos de
productos estabilizantes comúnmente utilizados son los
referidos en la Tabla 2.
La red vial de la minera Codelco, División Andina, en
invierno se encuentra sometida a condiciones extremas
de hielo y nevadas, mientras que en el periodo de verano predomina la sequedad generándose importantes
emisiones de polvo por el alto tránsito industrial.
Por lo anterior, una vez finalizada la temporada invernal
se realiza una mantención de la carpeta de rodado, reconstruyéndola con mezclas homogeneizadas de suelo
y cloruro de sodio, que es sobrepuesta a la anterior y
finalizando con un sello del mismo producto. Por este
motivo, la sal cumple una función triple: mejorar la
carpeta funcionando para derretir la nieve y hielo en
periodos fríos, disminuir el punto de congelamiento y
reducir la emisión de polvo en períodos secos (principalmente época estival).
La estabilización con cloruro de sodio fue previamente
evaluada a fin de optimizar y mejorar las operaciones de
mantenimiento que se realizaban en dicha red vial (Jara,
1999). Más tarde se desarrollaron pruebas en periodo
estival (enero-marzo) para comparar la sal con distintos
productos estabilizadores. Como conclusión se verificó
que el mejor estabilizador de suelos para el camino debería ser el Pennzsupress’D (polímero), para su utilización
tanto en verano como en invierno (Zapata, 2004). Sin
embargo, este producto aún no ha sido implementado.
Pradena, M. - Mery, J.-P. - Novoa, É.
[
páginas: 97 - 107
Tabla 2 Productos estabilizantes utilizados en algunos caminos1 de minería en Chile
Empresa
Producto estabilizador
Codelco División Andina
Cloruro de sodio (NaCl)
Anglo American División Los Bronces
Cloruro de sodio (NaCl)2
Minera Los Pelambres
Fitosoil Dust Control ®3 y Cloruro de sodio4
1
Se incluyen todos los caminos: red vial interior logística y red vial propia de las explotaciones del rajo. 2 Desarrollaron pruebas con productos enzimáticos, con resultados no muy satisfactorios. Se continúa el uso de
NaCl. 3 Producto de origen vegetal y mineral. 4 El NaCl es utilizado en curvas y a una altitud sobre los 2.500
m.s.n.m., fundamentalmente para controlar hielo.
Figura 1 Camino industrial División Andina, Codelco
Chile. Elevación 2.700 m.s.n.m. Carpeta estabilizada
con NaCl. Octubre 2009
Figura 2 Camino industrial División Andina, Codelco
Chile. Elevación 3.200 m.s.n.m. Condición hielo-nieve
al final del período invernal. Octubre 2009
Figura 3 Camino industrial División Los Bronces,
Anglo American Chile. Elevación 2.100 m.s.n.m.
Mantenimiento de la carpeta con NaCl terminado el
periodo de invierno. Noviembre 2007
Figura 4 Camino industrial División Los Bronces, Anglo
American Chile. Elevación 2.300 m.s.n.m. Aspecto
superficial de la carpeta después del mantenimiento.
Diciembre 2006
páginas: 97 - 107
]
Pradena, M. - Mery, J.-P. - Novoa, É.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 101
Figura 5 Camino industrial Minera Los Pelambres,
Chile. Elevación 2.300 m.s.n.m. Carpeta con Fitosoil ®.
Diciembre 2007
Figura 6 Terminación superficial de la carpeta con
Fitosoil®. Elevación 3.200 m.s.n.m. Minera Los
Pelambres, Chile. Diciembre 2007
Por otra parte, la minera Anglo American Chile, División
Los Bronces, realiza dos tipos de mantenciones anuales
a su red vial: una intervención total y otras conservaciones rutinarias.
de sodio para controlar hielo y nieve, además de las
típicas faenas de despeje con maquinaria. Cuando la
nieve caída es escasa, y dado que se trata de una zona
algo más cálida, no se realiza esta gestión.
La primera comienza con un escarificado de los residuos
de la plataforma de la carpeta, para luego aplicar cloruro
de sodio junto con una dosis de agua, homogeneizando
la mezcla con el material granular y compactando, a lo
que se agrega un sello con el mismo producto. Una vez
finalizada la temporada invernal (fines de septiembre e
inicio de octubre) y dependiendo del estado de la carpeta, se realiza un resellado para evitar emisiones de polvo.
Las mantenciones rutinarias corresponden a aquellas
que se desarrollan a lo largo de todo el año, conforme
a inspecciones detalladas. Como resultado, se tiende a
lograr el mejoramiento continuo de la carpeta.
A diferencia de los yacimientos anteriores, Minera Los
Pelambres se ubica más al norte, al interior de la IV
Región, cuyo clima también se caracteriza por ser de
media y alta montaña, aunque con la particularidad de
ser un poco más cálido, donde las condiciones de hielo
sobre el camino prevalecen menos tiempo después de
las nevadas. El camino principal entre sus instalaciones
presenta una solución constructiva similar a los caminos ya mencionados. La carpeta de rodado se forma a
partir de una mezcla de suelo, cloruro de sodio y agua,
y finalmente con una cantidad definida de riegos de
Fitosoil®. El requerimiento funcional especial a cumplir,
es el control del fino en la superficie de la carpeta, para
reducir la generación de polvo. En aquellos tramos sometidos a nevazones, se indica la utilización del cloruro
de la Construcción
102 ] Revista
Volumen 9 No 2 - 2010
]
4. Situación internacional
A diferencia de la situación en Chile, en el extranjero
se advierte escaso uso de productos para estabilización
en condiciones meteorológicas invernales. Sin embargo,
se utiliza un sistema de gestión para estas condiciones,
basado en programas con políticas para control de hielo
y nieve.
En estos sistemas, habitualmente se incluye una priorización de los caminos, en los que intervienen factores
como las solicitaciones de tránsito, velocidad de operación y categoría del camino dentro de la red vial, donde
las vías principales suelen ser carreteras que conectan
zonas importantes, y las secundarias, aquellas que conectan pequeños centros poblados cuyos caminos son
fundamentalmente no pavimentados.
Algunos condados en EE.UU. que cuentan con estas políticas son El Paso (Estado de Colorado), Becker, McLeod
y Wadena (Estado de Minnesota) y Juneau (Estado de
Alaska), mientras que en Canadá se observan políticas
en Nueva Escocia. Sin embargo, de acuerdo a la revisión bibliográfica del presente trabajo, se constataron
escasas referencias a estabilizantes químicos para carpetas granulares en EE.UU. En algunos casos se utiliza
la estabilización mecánica añadiendo material granular
Pradena, M. - Mery, J.-P. - Novoa, É.
[
páginas: 97 - 107
para mejorar la prestación del camino en presencia de
hielo-nieve.
la cual en EE.UU., Escocia y en países escandinavos se
utilizan este tipo de medidas (Tabla 4).
En países como Finlandia, Suecia, Noruega y Escocia,
donde los inviernos suelen presentar características climáticas extremas y persistentes durante gran parte del
año, se aplican operaciones de conservación antes del
invierno, para minimizar posibles deterioros que causa
la nieve y hielo, y antes del verano, para el control de
emisiones de polvo (Tabla 3).
Una característica común para estos países es la industria
del transporte, especialmente las operaciones relacionadas con el sector forestal y pesquero, los cuales se han
convertido en un factor importante. Por lo anterior, la
gestión del mantenimiento se encuentra actualmente
bajo una gran presión de tener que disminuir las restricciones de peso, aceptándose una mayor carga por
eje respecto de los tradicionalmente permitidos durante
los inviernos.
Para la mantención antes del invierno, condiciones comunes a considerar son siempre el drenaje y saneamiento del camino, mientras que para el verano siempre se
pretende corregir el desgaste que ha sufrido la carpeta
por la época fría, y agregar algún producto estabilizador
para evitar problemas de polvo.
Una solución que se emplea en los deshielos durante
la primavera son las restricciones a las solicitaciones de
tránsito, aplicadas en sectores donde la estructura del
camino se encuentra congelada gran parte del año.
Durante las temporadas frías, cuando la capacidad de
carga de la carretera se encuentra en su punto más débil,
la estructura del camino requiere protección, razón por
5. Discusión
Países como Finlandia, Suecia, Noruega y Escocia realizan mantenciones que pueden incluir el mejoramiento
del saneamiento y drenaje, recebo y perfilado de la
carpeta, despeje de nevadas y la aplicación de algún tipo
de supresor químico de polvo. Además de esto establecen restricciones de carga para disminuir el deterioro
que genera el transporte pesado sobre la carpeta, al
actuar conjuntamente con las solicitaciones del medio
ambiente. Sin embargo, muchos de estos caminos se
Tabla 3 Operaciones de mantenimiento invernal en algunos países con frío extremo
Región/
país
Laponia,
Finlandia
Región
Norte,
Suecia
Troms,
Noruega
The
Highlands,
Escocia
Época de
intervención
Descripción
Invierno
Se llevan a cabo justo antes de la temporada. Las motoniveladoras son utilizadas para
nivelar al 4% el bombeo de la sección transversal. También son niveladas las bermas. Se
incluyen en la mantención, la limpieza de cunetas e inspección de alcantarillas.
Primavera
Se realiza descongelamiento de alcantarillas y limpieza de las cunetas con residuos de hielo.
Una vez que la nieve se ha derretido, se realizan perfilados de los caminos. Para control
de polvo se utiliza 1-2 ton/km de NaCl.
Invierno
Primavera
Invierno
Primavera
Invierno
Primavera
En caminos donde el bombeo es insuficiente, se mejora al 3,5%.
Remoción de nieve de bermas, limpieza de alcantarillas y perfilado con motoniveladoras. Para el control de polvo se utiliza el cloruro de magnesio (MgCl) y cloruro de calcio
(CaCl).
No existen técnicas especiales para la mantención de invierno.
Carpeta de rodado se receba nivelándola. El drenaje es mejorado removiendo la nieve de
bermas después de que comienza el descongelamiento. Para el control de polvo se utiliza
el cloruro de calcio (CaCl).
No hay medidas especiales que se empleen para el comienzo del invierno.
En primavera, los caminos no pavimentados son mantenidos por la industria forestal, siendo
la técnica principal el recebo de la carpeta de rodado con un perfilado.
páginas: 97 - 107
]
Pradena, M. - Mery, J.-P. - Novoa, É.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 103
Tabla 4 Restricción de cargas solicitantes en algunos países de climas fríos
País
Descripción
Suecia
Utiliza restricciones permanentes (los caminos son divididos en clases donde las cargas se limitan a 8, 10,
51.4, o 60 ton) y temporales (utilizadas para caminos de grava y puentes clasificados como “débiles”),
durando entre 40 y 50 días, desde abril hasta mayo. Durante la temporada de deshielo en primavera, alrededor de 13.000 km de caminos son cerrados al tránsito pesado.
Finlandia
Los problemas en primavera se tratan de dos formas: a) implementado restricciones de carga en caminos
cuando el daño es potencial, y b) cuando el deterioro es muy grande se realizan reparaciones.
Noruega
Las restricciones temporales no son utilizadas. La red vial de este país ha sido clasificada en cuatro grupos
dependiendo de la carga. El peso máximo por vehículo es de 50 toneladas.
Escocia
Los pesos máximos admisibles varían entre las 9.5 a 11.5 ton por eje y dependen de la tracción, junto a la
disposición de neumáticos. La carga máxima permisible por vehículo es de 41 ton.
EE.UU.
Dieciséis estados usan restricciones de peso anual y cuatro de ellos cuando las condiciones lo demandan.
En cinco de ellos se ha implementado para caminos de grava.
caracterizan por gravitar fuertemente en la conectividad
entre distintos tipos de sectores productivos, por lo que
estas restricciones dejan de ser totalmente efectivas,
cuando por ejemplo amenazan el transporte de bienes
de primera necesidad a centros urbanos. Por lo tanto,
la utilización de productos estabilizantes en caminos no
pavimentados bajo condiciones de hielo y nieve podría
aumentar en estos países.
Desde la perspectiva chilena, en general se observa
un mantenimiento sistemático de las redes viales no
pavimentadas del sector minero, apoyada con recursos
y tecnología, según lo demanda el negocio y sus altos
estándares de seguridad. En este contexto la utilización
de productos estabilizantes está asociada a una solución
integral de mantenimiento, controlando el hielo y la
nieve durante la temporada invernal, y reduciendo las
emisiones de polvo en los períodos secos (verano). Por
otra parte en las redes viales públicas existe amplia experiencia en la utilización de estabilizadores como controladores de polvo. Sin embargo, la aplicación de estos
productos en caminos no pavimentados sometidos a la
acción del hielo y la nieve es aún reducida, priorizando
obras importantes como los pasos fronterizos.
Zapata (2004) recomienda el producto Pennzsupress’D
para mejorar las características de la carpeta en periodo
invernal. No obstante, esta afirmación debe validarse por
el hecho de que la investigación se realizó en verano. De
esta manera en la red vial de la minera Codelco, División
Andina se sigue utilizando cloruro de sodio en período
invernal. Por otra parte, Ugarte (1987) concluyó que el
NaCl era el supresor de polvo que entregaba los mejores
resultados en términos de costo y comportamiento. De
de la Construcción
104 ] Revista
Volumen 9 No 2 - 2010
]
igual modo se puede inferir de la investigación de Zapata
(2004), que la sal es un producto que aporta importantes beneficios en términos de costo. Esto tiende a ser
corroborado por la experiencia de la compañía Anglo
American Chile, División Los Bronces, donde se sometieron a prueba en 2009 algunos productos enzimáticos
no logrando los efectos deseados, situación que por el
momento aconseja continuar con el uso de cloruro de
sodio todo el año.
El acetato de calcio y de magnesio son productos que
se han comenzado a utilizar como sustituto del cloruro
de sodio y cloruro de calcio para controlar el hielo en
caminos pavimentados, debido al nocivo impacto que
estos últimos producirían al medio ambiente. Sin embargo, de acuerdo a la revisión bibliográfica del presente
trabajo, no se constataron estudios para su aplicación
en el control de hielo, nieve y/o polvo en caminos no
pavimentados.
En síntesis, es mucho lo que se puede hacer aún para
optimizar el uso de estabilizadores en caminos de montaña. Los ejemplos presentados en este trabajo, particularmente los asociados a la industria minera en Chile,
son exitosos desde el punto de vista de los objetivos para
el cual son utilizados.
6. Conclusiones
Los caminos no pavimentados suelen tener un importante impacto en diversos países del mundo, proveyendo accesibilidad no solo a centros poblados, sino que
además como promotor de sectores productivos. La
Pradena, M. - Mery, J.-P. - Novoa, É.
[
páginas: 97 - 107
utilización de este tipo de caminos es particularmente
importante en Chile y en América en general.
Si bien uno de los mayores inconvenientes de los caminos no pavimentados es la emisión de polvo, esta
puede ser controlada utilizando productos estabilizantes. Al respecto, existen diversos estudios sobre la
reducción efectiva del polvo y el mejoramiento de las
propiedades de la carpeta en caminos que contienen
estos productos. Sin embargo, cuando se trata de
investigaciones relacionadas con sectores sujetos a
condiciones de hielo y nieve, se aprecia un reducido
número de investigaciones. Pese lo anterior, la mayor
información sobre el uso y operación de estabilizadores
utilizados en temporadas invernales, puede encontrarse en la experiencia práctica de aquellas empresas
mineras emplazadas en la cordillera de los Andes y que
permanentemente deben hacer frente a sus condiciones climáticas adversas.
El mantenimiento de caminos no pavimentados sometidos a condiciones de hielo y nieve, debería considerar
el mejoramiento del saneamiento y drenaje, recebo y
perfilado de la carpeta, uso de estabilizadores para el
control del polvo y la mitigación de la acción del hielo
y la nieve, y despeje de nevadas. Adicionalmente, y
según las características particulares de las actividades
asociadas a los caminos, podría incluirse restricciones
al tránsito pesado.
A pesar del desarrollo de nuevos productos estabilizantes, en este trabajo se confirma que el cloruro de sodio
sigue siendo un aditivo que permite a los caminos no
pavimentados mantener un aceptable estándar de servicio al actuar como controlador de polvo y mitigando
la acción del hielo y la nieve sobre la carpeta.
Por último, y particularmente en zonas con condiciones
de montaña, se hace necesario que las operaciones de
conservación se encuentren a cargo de profesionales y
técnicos capaces de planificarlas, programarlas y llevarlas a cabo de manera integrada en un sistema de gestión
de mantenimiento acorde a las condiciones locales.
páginas: 97 - 107
]
7. Recomendaciones
Con respecto al limitado uso y falta de mayor experiencia
de productos estabilizantes como solución al problema de hielo y nieve en caminos no pavimentados, se
propone que se realicen investigaciones que permitan
comparar el comportamiento de estos productos considerando variables como: configuración y volumen de
tránsito, clima, frecuencia de intervenciones, nivel de
servicio, costos totales, efectos sobre el medio ambiente, geometría del camino, composición granulométrica,
entre otros.
En particular en referencia al cloruro de sodio, si bien es
un producto estabilizante que soluciona en buena medida el problema de las emisiones de polvo (en verano) y el
control de hielo-nieve (en invierno), se recomienda realizar estudios para optimizar las operaciones, los costos
e incluso la utilización del mismo producto, pues el uso
excesivo de este puede ser sensible al comportamiento
del medio ambiente y tiene potencial corrosivo.
Si bien este trabajo se enfocó en el mantenimiento de
los caminos no pavimentados sometidos a condiciones
de hielo-nieve, es importante mencionar la relevancia
de contar con un adecuado diseño ingenieril desde la
geometría del camino, pasando por el saneamiento y
drenaje, hasta la composición granular de la carpeta.
Se sugiere considerar las experiencias presentadas en
este artículo para su extrapolación y adaptación a caminos públicos no pavimentados que se encuentren
sometidos a la acción del hielo y la nieve.
Se recomienda que la investigación realizada por Zapata
(2004) sea estudiada durante los periodos fríos del año.
De esta forma se podría confirmar o rechazar la validez
de la solución presentada en aquella investigación.
Finalmente, se sugiere estudiar y analizar el posible uso
del acetato de calcio y magnesio en caminos no pavimentados, como agente supresor de polvo, estabilizador
y para operaciones en condiciones de hielo-nieve.
Pradena, M. - Mery, J.-P. - Novoa, É.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 105
producto y evaluación de las propiedades de desempeño
del suelo. NCH 2505: Of 2001. Santiago, Chile, 2001.
17 pp.
8. Bibliografía
1.
2.
3.
ADDO, Jonathan, SANDERS, Thomas y CHENARD,
Melanie. Road Dust Suppression: Effect on Maintenance
Stability, Safety and the Environment. Phases 1-3, May
2004. 64 pp.
ARCHONDO-CALLAO, Rodrigo. Evaluating economically
justified road works expenditures on unpaved roads in
developing countries. Transportation Research Record, 1:
41-49, 2007.
BECKER County Highway Department. Snow and ice
control policy [en línea]: documenting electronic sources
on the Internet. 2003 [fecha de consulta: 3 de octubre
de 2009]. Disponible en: http://co.becker.mn.us/dept/
highway/PDFs/forms/Snow%20%26%20Ice%20
Control%20Policy.pdf#search=”superintendent”
11. INTERNATIONAL Conference on the Bearing Capacity of
Roads, Railways, and Airfields (8°, 2009, Illinois, USA).
Effect of a changed climate on gravel roads. Illinois, USA,
Edited by Erol Tutumluer and Imad L. Al-Qadi, 2009.
10 pp.
12. JARA, Gonzalo. Optimización sistema de estabilizado de
suelo-NaCl para División Andina de CODELCO Chile. Tesis
(Ingeniero en Construcción). Valparaíso, Chile, Escuela de
Ingeniería en Construcción, 1999. 77 pp.
13. JEREMY Lea y JONES David Jones. Initial findings on skid
resistance of unpaved roads, Transportation Research
Record, 2016(2007): 49-55, enero 2008
4.
DATA analysis and evaluation of road weather information
system integrated in Lithuania por Alfredas Laurinavicius,
Donatas Cygas, Kestutis Ciuprinskas y Lina Jukneviciute.
Baltic Journal of Road and Bridge Engineering, 2(1): 5-11,
2007
14. KRAMBERGER, Tomaz y ZEROVNIK, Janez. A contribution
to environmentally friendly winter road maintenance:
Optimizing road de-icing. Transportation Research Part
D-Transport and Environment, 13(5): 340-346, julio
2008.
5.
DEPARTMENT of the Army (2004). Dust control for roads,
airfields, and adjacent areas [en línea]: documenting
electronic sources on the Internet. 2004 [fecha de
consulta: 6 de octubre de 2009]. Disponible en: http://
www.wbdg.org/ccb/DOD/UFC/ufc_3_260_17.pdf
15. LABORATORY study on the relative performance of
treated granular materials used for unpaved roads
por Pascale, Bilodeau Pierre, Legere Jean y Dore Glen.
Canadian Journal of Civil Engineering, 35(6), 624-634,
junio 2008
6.
DIONYSIOU, Dionysios, TSIANOU, Marina y BOTSARIS,
Gregory. Investigation of the conditions for the production
of calcium magnesium acetate (CMA) road deicer in an
extractive crystallization process. Crystal Research and
Technology, 35(9): 1035-1049, Septiembre 2000.
16. LIVINGSTON County Road Commission. Gravel road
maintenance information [en línea]: documenting
electronic sources on the Internet. 2008 [Fecha de
consulta: 12 octubre de 2009]. Disponible en: http://
hamburg.mi.us/roads/PDFS/Gravel%20Road%20
Maintenance%20Info-Brochure.pdf
7.
EL PASO County Department of Transportation. Snow
and ice control policy [en línea]: documenting electronic
sources on the Internet. 2000 [fecha de consulta: 3 de
octubre de 2009]. Disponible en: http://adm2.elpasoco.
com/transprt/hac.asp
8.
9.
GANJYAL, G, FANG, Q, y HANNA, M, Freezing points and
small-scale deicing tests for salts of levulinic acid made
from grain sorghum. Bioresource Technology, 98(15),
2814-2818, noviembre 2007.
GENERATION of urban road dust from anti-skid and
asphalt concrete aggregates por Heikki Tervahattu Kaarle
Kupiainen, Mika Raisanen Timo Makela y Risto Hillamo.
Journal of Hazardous Materials, 132(1), 39-46, abril
2006.
10. INSTITUTO Nacional de Normalización (Chile).
Estabilización química de suelos – Caracterización del
de la Construcción
106 ] Revista
Volumen 9 No 2 - 2010
]
17. MCLEOD County Highway Department. Snow and ice
control policy [en línea]: documenting electronic sources
on the Internet. 2007 [Fecha de consulta: 9 de octubre
de 2009]. Disponible en: http://co.mcleod.mn.us/
department_files/Highway/McLeod_County_Snow_Ice_
Control_REVISED_11-21-07_Policy.pdf
18. MONLUX, S. Stabilizing unpaved roads with calcium
chloride. Transportation Research Board, 2(1819): 52-56,
2003.
19. MONLUX, Stephen y MITCHELL, Michael. Chloride
stabilization of unpaved road aggregate surfacing,
Transportation Research Record, 2(1989): 50-58, 2007.
20. MOP. Dirección de Vialidad. Manual de Carreteras.
Volumen 5 y 7. Ministerio de Obras Públicas, Santiago,
Chile, 2002.
Pradena, M. - Mery, J.-P. - Novoa, É.
[
páginas: 97 - 107
21. MUNRO, Ron, EVANS, Richard, y SAARENKETO, Timo.
ROADEX II Project: Focusing on Low-Volume Roads in the
European Northern Periphery. Transportation Research
Record, 2(1989): 292-299, 2007.
22. NOVA Scotia Government. Winter maintenance and road
safety tips [en línea]: documenting electronic sources on
the Internet. 2009 [Fecha de consulta: 12 de octubre
de 2009]. Disponible en: http://gov.ns.ca/tran/winter/
booklet_winter_maintenance.pdf
23. OSCARSSON, Karin. Dust suppressants in Nordic gravel
roads [en línea]: documenting electronic sources on the
Internet. 2007 [fecha de consulta: 3 de octubre de 2009].
Disponible en: http://swepub.kb.se/bib/swepub:oai:DiVA.
org:kth-4356?tab2=abs&language=en
28. THENOUX, Guillermo y SAN JUAN, Mauricio. (2000).
Estabilización físico-química de suelos para caminos
[Diapositiva]. Santiago, PROVIAL, 2000. 14 diapositivas.
29. UGARTE, Gonzalo. Control de polvo en rutas cordilleranas.
Tesis (Constructor Civil). Santiago, Chile, Pontificia
Universidad Católica de Chile, Escuela de Construcción
Civil, 1987. 189 pp.
30. UNITED States Environmental Protection Agency. Gravel
Roads: Maintenance and Design Manual [en línea]:
documenting electronic sources on the Internet. 2000
[fecha de consulta: 25 de octubre de 2009]. Disponible
en: http://water.epa.gov/polwaste/nps/gravelroads_index.
cfm
23. RICO, Alfonso. (1974). La ingeniería de suelos en las vías
terrestres: carreteras, ferrocarriles y aeropistas. México:
Eds. Limusa. 1974. 461 pp.
31. VAN VEELEN y M. VISSER, A. T. The performance of
unpaved road material using soil stabilizers, Journal of
the South African Institution of Civil Engineering, 49(4):
2-9, 2007.
25. ROAD Commission for Oakland County. Gravel Roads [en
línea]: documenting electronic sources on the Internet.
2009 [fecha de consulta: 21 de octubre de 2009].
Disponible en: http://rcocweb.org/Lists/Publications/
Attachments/17/brochure%2009.pdf
32. WADENA County Highway Department. Snow and ice
control policy [en línea]: documenting electronic sources
on the Internet. 2007 [fecha de consulta: 6 de octubre de
2009]. Disponible en: http://co.wadena.mn.us/county_
directory/highway/CONTROL%20POLICY.df
26. SAARENKETO, Timo. Roadex sub Project A, Phase I, state
of the art study report; Road Condition Management of
Low Traffic Volume Roads in the Northern Periphery. ISBN
951-98609-1-6, 2000.
33. ZAPATA, Andrea. Análisis de alternativas de estabilizado
de suelo para el Camino Industrial de CODELCO Chile,
División Andina. Tesis (Constructor Civil). Valdivia, Chile,
Universidad Austral de Chile, Escuela de Construcción
Civil, 2004. 250 pp.
27. SCHLUP, U y RUESS, B. Abrasives and salt - New research
on their impact on security economy, and the environment
(1741): 47-53, 2001.
páginas: 97 - 107
]
Pradena, M. - Mery, J.-P. - Novoa, É.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 107
Effect of marineindustrial environment
on reinforced concrete
structures with
superficial protection
of acrylicincorporated mortar
Estudio del efecto
del ambiente marinoindustrial en estructuras
de hormigón armado
que poseen protección
superficial de mortero
con acrílico incorporado
Autores
CARVAJAL, A. M.
Académica Escuela de Construcción Civil
Pontificia Universidad Católica de Chile
[email protected]
JORQUERA, C.
108 ]
Constructor Civil PUC, Licenciado en Construcción
Pontificia Universidad Católica de Chile
Fecha de recepción
06/07/2010
Fecha de aceptación
01/12/2010
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
Resumen
Esta investigación presenta análisis y resultados experimentales del comportamiento de recubrimientos superficiales
tipo mortero, en probetas de hormigón
armado, sometidas a un ambiente agresivo marino-industrial, en un sistema
acelerado para observar sus efectos en
menos tiempo.
De los resultados obtenidos en la inves-
tigación, se determinó que el ambiente
acelerado marino industrial es más adverso para el hormigón armado que un ambiente marino o industrial por separado.
Entre los recubrimientos de mortero con
10%, 15% y 20% de acrílico no se aprecia
un comportamiento más ventajoso para el
de mayor porcentaje de acrílico, salvo en
la primera exposición a cloruros.
Palabras clave: Carbonatación acelerada, cloruros, hormigón armado, morteros
con acrílico incorporado.
Abstract
This research provides analysis and
experimental results on the behavior
of mortar-type superficial coatings, in
reinforced concrete specimens exposed
to an aggressive marine-industrial
environment, in an accelerated system
to observe its effects in less time.
F rom the res u l ts o b tai n ed i n th e
investigation it was found that the marine-
industrial accelerated environment is
more adverse for reinforced concrete
than marine or industrial environments
separately. Among mortar coatings with
10%, 15% and 20% acrylic, a more
advantageous behavior for the type
with highest acrylic percentage is not
noted, except for the first exposure to
chloride.
Key words: accelerated carbonation, chlorides, reinforced concrete. acrylicincorporated mortars
páginas: 108 - 115
]
Carvajal, A. M. - Jorquera, C.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 109
1. Introducción
Actualmente las estructuras de hormigón están expuestas a ambientes física y químicamente adversos desde
la etapa de construcción y los daños causados por estos
agentes agresivos afectan la calidad final del hormigón
y de la estructura.
Dos de los factores más importantes que pueden afectar
el comportamiento del hormigón armado son: la corrosión de las barras de acero debido a los iones cloruro y
la carbonatación; la resistencia que el hormigón pueda
ofrecer ante estos agentes agresivos dependerá, entre
otros, de su composición química, de la microestructura
de la matriz de cemento y de las condiciones ambientales a las cuales la estructura vaya a estar sometida
[10,11,15].
Así, por ejemplo, en ausencia de oxígeno y/o humedad,
el proceso corrosivo no se originará o será tan lento que
no modificará la vida útil de la estructura [3,4, 7].
Sin embargo, los productos de corrosión ocupan un volumen mucho mayor al del acero, generando presiones
expansivas en el hormigón que rodea a la barra de acero
provocando el inicio y la propagación de la fisuración
[4, 7,13, 15].
Por otro lado, en ambientes con altas concentraciones
de gases nocivos, como CO2, SO2, H2S o HF, el ambiente
alcalino que el hormigón provee al acero puede desaparecer y por lo tanto la película pasiva que recubre la superficie del acero también puede perderse; la corrosión
de las barras de acero es más probable que suceda [9].
Aunque la carbonatación es considerada menos severa
que el ingreso de cloruros, es mucho más generalizada
porque implica el dióxido de carbono del aire. Además,
la carbonatación combinada con el ingreso de cloruros
reduce la durabilidad del hormigón, ya que acelera el
ingreso de cloruros [14]. De este modo, cuando el hormigón se encuentra carbonatado, la agresividad del ión
cloruro se incrementa [7], asimismo, cuando la carbonatación se produce en un hormigón que tiene cloruros,
los efectos que producen cada uno se suman, y además,
debido a la acción del CO2 sobre las fases sólidas del
cemento, los cloroaluminatos se pueden disgregar y
dejar libres los cloruros combinados [3].
El contenido de humedad del hormigón tiene un rol
importante, ya que favorece la penetración y disolución
de los agentes agresivos, y además suministra el medio
para que la corrosión progrese [3, 15]. Las tasas de carbonatación más altas se presentan cuando la humedad
relativa es mantenida entre 50% y 75%. Bajo el 25%
de humedad relativa, el grado de carbonatación es
prácticamente insignificante, ya que el CO2 no puede
110 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
reaccionar sin la existencia de un medio líquido; sobre el
75% de H.R., la humedad en los poros restringe la penetración de CO2 [1, 3]. En cuanto a las concentraciones
de CO2, en promedio en la atmósfera hay alrededor de
un 0.03%. Se ha reportado que en una gran ciudad o
una zona industrial el contenido de CO2 podría alcanzar
un valor de 0.3% y a veces incluso el 1% [3,9].
El ingreso de iones agresivos o moléculas dentro de
los hormigones es gobernado por varios mecanismos
de transporte. Básicamente hay cuatro mecanismos de
transporte: absorción capilar, difusión, permeabilidad y
una mezcla entre absorción capilar y permeabilidad [7].
La difusión a menudo predomina, dado que el transporte
es debido a las gradientes de concentración entre la red
de poros y el medio ambiente del hormigón [14].
Los tratamientos superficiales en el hormigón son cada
vez más usados para limitar la penetración de cloruros
y aumentar la resistencia a la corrosión inducida por
cloruros de las barras de acero embebidas en hormigón.
De acuerdo a Zhang y Buenfeld [16], el perfil de cloruro
obtenido provee información de la distribución de cloruros a través de la profundidad del espécimen, dando
una medida directa de la penetración de iones cloruro.
Hasta ahora no existiría un solo método reconocido para
interpretar los perfiles de cloruro en hormigones tratados superficialmente, debido sobre todo al complicado
análisis matemático que implicaría.
De acuerdo a Aggarwal, Thapliyal y Karade [2] los polímeros son incorporados ya sea como agregado en la
mezcla de cemento o usado como aglutinante único. Los
materiales que contienen polímeros, cemento y agregados son llamados morteros modificados con polímeros
(MMP) u hormigones modificados con polímeros (HMP),
mientras que los compuestos hechos con polímeros y
agregados son llamados morteros poliméricos (MP) u
hormigones poliméricos (HP). Dado que los polímeros
son costosos, el primer tipo de aplicación es preferido
sobre el último en la mayoría de los casos.
Es decir, la elección de estos tipos de productos de
protección, dentro de la vasta gama de revestimientos
posibles, se debe al hecho que las emulsiones acrílicas
incorporadas a pastas de cemento, morteros de revestimientos, así como los sellantes acrílicos, han demostrado, en otras investigaciones realizadas, un aparente
buen comportamiento en lo que respecta a la reducción
de la porosidad superficial y a la impermeabilidad a
líquidos y gases de superficies porosas protegidas con
dichos productos [5,8,13].
Sin embargo, hay varias interacciones entre los polímeros y los productos de la hidratación, las cuales dependen del tipo de polímeros y cementos [12].
Carvajal, A. M. - Jorquera, C.
[
páginas: 108 - 115
Debido a lo anterior, es importante estudiar y analizar el
comportamiento de hormigones locales con el tipo de
protección que se desea analizar, ya que las propiedades
de los polímeros agregados al cemento varían, dependiendo del tipo de cemento utilizado, por lo que en este
estudio se presentan los resultados de las experiencias
con cemento local de mayor uso en Chile.
betas [29]. Se utilizaron probetas tal como se muestra
en Figura 1:
Figura 1 Esquema de probeta y distribución de barras
2. Procedimiento experimental
2.1 Descripción de los ensayos acelerados
Ambiente marino
Las probetas se colocaron en un recipiente de acrílico
de dimensiones 0.8 x 0.5 x 0.2 m de polietileno de alta
densidad con una solución acuosa de cloruro de sodio
(4,27 M NaCl). Este primer proceso se realizó en tres
ciclos de semiinmersión y secado.
Ambiente industrial
Después de salir de las cámaras de penetración de cloruros, y antes de ingresar las probetas a la cámara de
carbonatación se realiza el secado de las probetas en
estufa por 48 horas a 40ºC. El secado o estabilización
del peso es necesario antes de la carbonatación para
equilibrar la humedad interna del hormigón con humedad relativa entre 40 a 60% dentro de la cámara de
carbonatación. Esta humedad relativa es la adecuada
para permitir que haya suficientes poros abiertos para
que el gas alcance el interior del hormigón y provea la
suficiente capa de agua en los poros para permitir una
rápida reacción con el material alcalino.
Dosificación de morteros con adición de acrílicos
Se fabricó mortero de relación 1:3, compuesto por 1
parte en peso de cemento portland puzolánico grado
corriente y 3 partes en peso de arena fina, tamaño
máximo 4 mm, de granulometría continua que cumple
con lo recomendado en NCh 2256, más la adición de
una emulsión acrílica compatible con los álcalis del
cemento.
Para cuantificar el efecto de incorporación de la emulsión acrílica a la masa de mortero fresco, se utilizaron 3
dosis de adición: 10, 15 y 20% del peso del cemento,
lo que, para una misma trabajabilidad, como reducido
y consistencia plástica, se logró la dosis de acrílico
utilizado con la razón agua-cemento en peso (A/C) del
mortero según Tabla 3:
Profundidad de carbonatación
Luego, para simular el ambiente industrial se utilizaron
cámaras saturadas de CO2, cuyo objetivo fue lograr el
ataque de este agente agresivo en menor tiempo que el
real. Las condiciones de temperatura y humedad relativa
del aire se mantuvieron entre los 25 y 26ºC y entre 60
y 65%, respectivamente.
Las probetas son cúbicas de 15 cm con una misma
dosificación, áridos y tipo de cemento. Se colocaron
8 barras de acero A 63-42 H de diámetro 8 mm con
resaltes, embebidos en la mezcla de hormigón en estado fresco, a 2 y 3 cm de cada una de las caras de las
probetas y sobresaliendo entre 3 y 4 cm sobre la cara
superior para realizar las mediciones de potencial eléctrico. La finalidad de la posición de las barras era tener
valores de potencial de corrosión para dos espesores
de recubrimiento de hormigón en cada cara de las pro-
páginas: 108 - 115
]
Para medir la profundidad de carbonatación las probetas se cortaron en dos mitades mediante una máquina
hidráulica cortadora de probetas.
Independientemente de las mediciones de profundidad
en las probetas cortadas al final del proceso según
RILEM [13], se realizaron medidas periódicas de la
penetración, perforando la probeta cada 5 milímetros
hacia el interior con brocas para hormigón desde 8 mm
de diámetro, disminuyendo el diámetro de la broca a
medida que se avanzaba, hasta encontrar la coloración
fucsia en el polvo extraído con el indicador fenolftaleína.
Esta perforación se realizó a una altura de 8 a 10 cm
medidos desde la base de la probeta. El desarrollo del
proceso de carbonatación se midió a 0, 5, 7 y 14 días
para todas las probetas.
Carvajal, A. M. - Jorquera, C.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 111
Medidas de potencial de corrosión
Se realizaron en cada una de las barras de acero de las
probetas, en forma periódica, con un milivoltímetro de
alta impedancia con electrodo de referencia Cu/CuSO4,
con el fin de analizar el riesgo de corrosión de las armaduras durante las distintas etapas de la investigación
3. Resultados y discusión
tienen valores mayores a -350 mV. En cambio, las probetas sometidas a carbonatación después de la primera
exposición a cloruros, al día 5 todas tienen potenciales
de corrosión menores a -400 mV.
En la segunda etapa de penetración de cloruros, los potenciales de corrosión para todos los aceros de las distintas probetas, presentan valores más negativos que -450
mV, lo que indica el estado activo de todos los aceros.
No existe diferencia significativa con las probetas patrón,
y tampoco existe diferencia para los dos espesores de
recubrimiento de hormigón para cada acero.
Potencial de corrosión
El potencial de corrosión se midió durante el proceso de
inmersión y secado a los 0, 1, 4 y 8 días y luego durante
el proceso de carbonatación se midió a los 0, 5, 7 y 14
días. Para poder determinar los riesgos de corrosión de
los aceros, se utiliza la norma ASTM C876, donde se
definen los límites de probabilidad de actividad del acero
en función del potencial de corrosión.
Entre las probetas que entran a la primera etapa de
exposición a cloruros, las probetas patrón comienzan a
mostrar potenciales inferiores a -400 mV después del
segundo ciclo de inmersión y secado. En cambio todas
las probetas con mortero acrílico se mantienen con valores mayores a -300 mV incluso después del segundo
ciclo de inmersión en cloruros (etapa I), lo que significa
la pasividad del acero en el interior del hormigón.
Después del tercer ciclo las probetas con 20% de mortero acrílico son las que poseen un menor riesgo de
corrosión al tener un potencial mayor a -250 mV.
Los valores de potencial de corrosión de las probetas
expuestas solo a carbonatación acelerada al día 14
Valores de potencial de corrosión según espesor de
recubrimiento
El espesor de recubrimiento de hormigón (2 y 3 cm) en
los aceros de cada probeta no fue una variable a través
de la cual se pudiera observar diferencias de valores en
el potencial de corrosión. Este mismo comportamiento
se repitió en cada una de las etapas. Según esto, la
diferencia de recubrimiento entre 2 y 3 cm no aporta
mayor protección a los aceros en las probetas de hormigón armado.
Profundidad de carbonatación
El avance de la carbonatación se midió a los 0, 5, 7 y 14
días de exposición, para esto se utilizó el polvo extraído
de la perforación con taladro y se determinó mediante
el indicador fenolftaleína.
Se pudo apreciar que entre las probetas no existe una
diferencia importante en relación a las profundidades
de carbonatación al término del ensayo. Sin embargo,
Figuras 2 y 3 Potencial de corrosión por exposición a cloruros y carbonatación, Etapa I
112 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Carvajal, A. M. - Jorquera, C.
[
páginas: 108 - 115
Figura 4 Valores de potencial de corrosión en la
segunda etapa de penetración de iones cloruro
en los primeros días de exposición, el mortero que
contiene 20% de acrílico, muestra un mejor comportamiento frente al ataque de cloruros y posterior proceso
de carbonatación.
Potencial de corrosión (mV)
Las que presentarían un mejor comportamiento son las
probetas con 20% de acrílico en los primeros 7 días de
exposición a carbonatación acelerada. Hasta el día 7 el
patrón presenta menor protección a la acción del CO2.
Sin embargo, entre los hormigones recubiertos con
mortero acrílico y aquellos que no lo contienen, prácticamente no existe diferencia al día 14 de exposición,
después de haber estado en el proceso de penetración
de cloruros.
Figura 5 Relación directa entre el análisis de profundidad
de carbonatación por polvo extraído con taladro y el corte
de probeta. (Ambas con indicador fenolftaleína)
En la Figura 5 se muestran los resultados de las profundidades de carbonatación tanto por extracción de
polvo con taladro como la obtenida al final del proceso
mediante corte de la probeta y posterior aplicación de
fenolftaleína.
Los resultados permiten deducir que las mediciones
hechas con taladro comparadas con las probetas cortadas por la mitad son muy parecidas. Este resultado
puede tener una buena proyección para el diagnóstico
de estructuras reales.
Comparación de potenciales de corrosión
entre probetas sometidas a carbonatación y a
cloruros+carbonatación
Las Figuras 6 y 7 muestran las diferencias notables
en valores de potencial cuando hay exposición solo
a carbonatación y cuando además hay exposición a
cloruros.
Figuras 6 y 7 Comparación de potenciales de corrosión entre probetas sometidas solo a carbonatación y cloruros + carbonatación
páginas: 108 - 115
]
Carvajal, A. M. - Jorquera, C.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 113
Variación de peso durante el proceso de
investigación
Figura 8 Probeta 1:
15%: -354 mV
Figura 9 Probeta 2:
15%: - 608 mV
Todas las probetas eran pesadas antes y después de
cada etapa, por lo anterior se pudo determinar que las
probetas que aumentaron en mayor porcentaje su peso
fueron las probetas patrón, seguido por las de 10%,
15% y 20%, dándose una lógica en estos valores, lo que
sugiere que es un posible método de comparación del
comportamiento de un hormigón frente a los distintos
ambientes agresivos. Lo anterior se puede apreciar en
la Tabla 1.
La penetración de cloruros por difusión es menor para las
probetas que tienen mortero con 20% de acrílico, y todas
las probetas tienen resultados esperables ya que el patrón
presenta mayor diferencia de peso, seguido de las que
tienen 10% de acrílico, luego las de 15% y por último
las de 20% de acrílico incorporado en el mortero.
Esta situación podría deberse a que estando con mayor
cantidad de cloruros proveniente de la primera etapa,
la siguiente etapa de exposición a carbonatación las
probetas se encuentran con los poros saturados de cloruro, como es el caso de los patrones, en los que no se
registra diferencia de masa por carbonatación porque
ha habido un aumento notable de masa debido a la
primera etapa de penetración de cloruros.
Comparación entre la penetración de cloruros y los
valores de potencial de corrosión
En las Figuras 8 y 9 se aprecia la penetración de cloruros
una vez finalizados los procesos descritos anteriormente. Para esto las probetas fueron partidas por la mitad,
una de las cuales se utilizó para medir la penetración
de cloruros y la otra para medir la profundidad de carbonatación.
En cuanto a la penetración de cloruros, es posible relacionar los valores de potencial de corrosión más negativos, que corresponden a los aceros de probetas que
tienen mayor profundidad de penetración de cloruros.
Como ejemplos, las probetas que resumen el comportamiento frente a los reactivos: nitrato de plata y
cromato de potasio. Coloración oscura indica que no
ha penetrado cloruro, en cambio blanco indica que sí
hay cloruros hasta esa profundidad. En la probeta 2 se
puede notar que a la profundidad donde se ubican los
aceros todo está con coloración blanca y solo queda un
mínimo sector central con coloración oscura.
4. Conclusiones
En el ambiente marino industrial acelerado se presenta
una mayor agresividad que en el ambiente también
acelerado, marino e industrial por separado. Aunque
es un fiel reflejo de la realidad, es interesante notar
que en un tiempo mínimo de 20 días se ha logrado
emular el comportamiento real de las estructuras, que
demora muchos años en el proceso de despasivación y
corrosión del acero. En forma rápida se puede investigar
un tipo de recubrimiento y compararlo con otros. Es un
método de referencia para futuras pruebas de calidad
de los materiales
Entre los morteros con 10%, 15% y 20% de acrílico
no se aprecia un comportamiento más favorable para
el de mayor porcentaje de acrílico, salvo en la primera
Tabla 1 Variación de peso durante todo el proceso
114 ]
Patrón
Probeta 10%
Probeta 15%
Probeta 20%
Peso inicio investigación (kg)
8.320
10.340
10.530
10.820
Peso final investigación (kg)
8.816
10.857
10.992
11.208
Δ de peso (kg)
0.496
0.517
0.462
0.388
Δ % de peso
+5.96
+5.00
+4.39
+3.59
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Carvajal, A. M. - Jorquera, C.
[
páginas: 108 - 115
exposición a cloruros, en que al término de esta etapa
las probetas con 20% de acrílico tienen un valor de potencial de corrosión menos negativo que el resto. Esto
es interesante, ya que el acrílico en mayor porcentaje
es solo más costoso pero no más protector.
Las mediciones realizadas con taladro y comparadas
luego con las probetas abiertas coinciden casi en un
100%, por lo que se puede concluir que es posible
hacer un diagnóstico de una estructura por carbonata-
Referencias
1.
ACI Committee 201. Guide to durable concrete. 2001.
2.
Aggarwal L.K, Thapliyal P.C, Karade S.R. Properties
of polymer-modified mortars using epoxy and acrylic
emulsions. Construction and Building Materials 21 2005,
pp. 379-383.
3.
4.
5.
6.
Barrera H., Pérez H., Sandoval R. La Carbonatación en
edificios de Santiago. www.seconstruye.com/jh2003/
PDF/trabajos/HugBar_HorPer_RamSan.pdf
Barrera H., Henríquez S., Salgado D. Influencia del
cemento y sus adiciones en la corrosión del acero de
hormigón armado. www.seconstruye.com/jh2003/PDF/
trabajos/HugBar_SerHen_DieSal.pdf
Carvajal A., Barros E., Vera R.: “Estudio de efectividad
de recubrimientos protectores superficiales contra la
carbonatación, en viviendas de hormigón armado semipermeables” en memorias de congreso CONPAT 2003.
México.
Carvajal A., Benavides F., Silva C., Valiente J. y Venegas
A.. Estructuras portuarias de hormigón armado en Chile.
Tesis (Memoria para optar al titulo de Constructor Civil).
Santiago, Chile, Pontificia Universidad Católica de Chile,
Escuela de Construcción Civil, 2003.
7.
Carvajal A., Catinello F., Lagos R. Estudio de morteros con
acrílicos incorporados y pinturas acrílicas, aplicadas sobre
hormigón armado para ambientes marinos e industriales.
Incidencia en su durabilidad mediante ensayos acelerados.
Santiago, Pontificia Universidad Católica de Chile, Escuela
de Construcción Civil, 2005.
8.
Carvajal A., Vera R. “Recubrimientos con hidrorrepelente,
una alternativa de análisis” en memorias del congreso
Colloquia 2001, Madrid, España, pp. 123-132.
páginas: 108 - 115
]
ción, basándose en la perforación con taladro en zonas
intermedias de los paramentos verticales.
Las mínimas diferencias registradas en los potenciales
de corrosión para acero que se encontraban a 2 y 3 cm
de la superficie, permiten deducir que para la distancia
de 3 cm existe mayor costo involucrado, pero al parecer
no mayor protección, al menos, cuando las probetas
están protegidas con recubrimiento tipo mortero con
acrílico incorporado.
9.
Chang J, Yeih W, Huang R, Chen C. Suitability of several
current used concrete durability indices on evaluating
the corrosion hazard for carbonates concrete. Materials
Chemistry and Physics 84 2003, pp. 71-78.
10. Moon H.Y, Shin D.G, Choi D.S. Evaluation of the durability
of mortar and concrete applied with inorganic coating
material and surface treatment system. Construction and
Building Materials 21 2005, pp. 362-369.
11. Moreno E., Solís-Carcaño R.G, Arias-Palma C.A.
Desempeño de las pinturas vinil-acrílicas contra la
carbonatación del concreto. Ingeniería Revista Académica
12 (1) (2008), pp. 31-39.
12. Nepomuceno A, Andrade C, Steel protection capacity
of polymeric based cement mortars against chloride
and carbonation attacks studied using electrochemical
polarization resistence. Cement and Concrete Composites
28 2006, pp. 716-721.
13. RILEM Recommendations CPC-18, “Measurement of
hardened concrete carbonation depth”, Materials and
structures, (Francia) 21: 1988, núm 126, pp. 453-455.
14. Rozière E, Loukili A, Cussigh F. A perfomance based
approach for durability of concrete exposed to
carbonation. Construction and Building Materials 2008,
pp. 1-10.
15. Vico A., Morris W., Vázquez M. Evaluación del avance
de la corrosión de refuerzos en estructuras de hormigón.
División Corrosión, Universidad Nacional de Mar del
Plata. www.aaende.org.ar/sitio/biblioteca/material/core
MARCELA.pdf
16. Zhang J.Z, Buenfeld N.R. Chloride profiles in surfacetreated mortar specimens. Construction and Building
Materials 14 2000, pp. 359-364.
Carvajal, A. M. - Jorquera, C.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 115
A system for the
dimensional control and
high-precision layout of
unique prefabricated
elements
Sistema de control
dimensional y de
replanteo de alta
precisión de elementos
prefabricados singulares
Autores
VEA, F. J.
Ingeniero de Caminos, Director Departamento de Proyectos e I+D
BECSA - Calle Grecia 31, Ciudad del Transporte II, 12006 Castellón
España
[email protected]
PÉREZ, J.
Ingeniero de Caminos, Departamento de Proyectos e I+D - BECSA
Calle Grecia 31, Ciudad del Transporte II, 12006 Castellón, España
[email protected]
PELLICER, E.
Dr. Ingeniero de Caminos, Profesor Titular de Universidad E.T.S.I.
Caminos, Canales y Puertos, Universidad Politécnica de Valencia
Camino de Vera s/n, 46022 Valencia, España
[email protected]
YEPES, V.
Dr. Ingeniero de Caminos, Profesor Titular de Universidad ICITECH
Universidad Politécnica de Valencia
Camino de Vera s/n, 46022 Valencia, España
[email protected]
116 ]
Fecha de recepción
26/08/2010
Fecha de aceptación
01/12/2010
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
Resumen
El artículo describe una metodología
de actuación para llevar a cabo el control dimensional y de replanteo de elementos prefabricados tridimensionales
singulares. La propuesta permite una
optimización de los recursos y de las
técnicas topográficas, reduciendo el
tiempo en la recogida y análisis de datos para tomar decisiones a un ritmo tal
que no obstaculice el avance de la obra.
Fundamentalmente, se reduce el tiempo
necesario para comprobar las dimensiones y replantear las coordenadas en tres
dimensiones de las piezas singulares,
tanto en recepción como en ensamblaje y posicionamiento. Para mostrar
la aplicabilidad de la propuesta, se ha
implementado el protocolo a una obra
de edificación de singular complejidad,
especificando las técnicas, aparatos y
útiles utilizados, algunos de ellos específicamente diseñados al efecto.
Palabras clave: Control geométrico, estructura, prefabricación, proceso, replanteo,
topografía.
Abstract
This article describes a methodology to
perform the dimensional control and layout
of unique three-dimension prefabricated
elements. The proposal allows optimizing
topographic techniques and resources,
reducing the time to collect and analyze
data for decisions to be made at such a
rate that the progress of the work is not
affected. Essentially, the necessary time
to check dimensions and lay out threedimension coordinates for unique parts
is reduced, both at reception, assembly
and placement. For the feasibility of the
proposal to be shown, the protocol has
been implemented to a very complex
building by specifying the techniques,
devices and utensils used, some of them
specifically designed to this effect.
Key words: Geometric control, structure, prefabrication, process, layout, topography.
páginas: 116 - 125
]
Vea, F. J. - Pérez, J. - Pellicer, E. - Yepes, V.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 117
1. Introducción
La utilización de elementos prefabricados en la edificación constituye una realidad en el sector de la construcción. No obstante, cuando se trabaja con estructuras
singulares, no habituales en la arquitectura convencional
de edificios en altura o naves industriales, aparecen
problemas adicionales al tratarse, generalmente, de una
prefabricación “por encargo” que no sigue los cauces
habituales de producción y entrega. Si se trabaja con
elementos prefabricados metálicos tridimensionales singulares, los problemas de control y de replanteo crecen
en complejidad.
Para realizar la comprobación dimensional y de replanteo de estructuras metálicas a partir de piezas fabricadas en taller, basta con el empleo de instrumentos
topográficos de precisión convencional, debido a que
las piezas presentan una dimensión predominante, estando contenidas en un único plano. Por ello que no se
requieren grandes exigencias de tolerancia dimensional
de las piezas para su montaje.
Cuando las piezas no se encuentran contenidas en un
plano, los errores dimensionales y de replanteo aumentan considerablemente tanto en la fábrica como en la
recepción, en el ensamblaje en obra y en la colocación.
Esta situación provoca un consumo excesivo de recursos,
con requisitos de precisión muy elevados que demandan
un sistema de comprobación dimensional y de replanteo
que garantice que el personal en fábrica y en obra realice
todas sus tareas de producción y control de acuerdo
con un protocolo preestablecido; exige la aplicación de
técnicas topográficas y metrológicas apropiadas y, por
último, requiere la utilización de equipos de medida
adecuados para cumplir con los requisitos exigidos.
Teniendo en cuenta este escenario, la investigación
descrita en el presente artículo pretende establecer un
protocolo de actuación para llevar a cabo el control
dimensional y de replanteo de elementos prefabricados
tridimensionales singulares. Este protocolo está limitado
a la obra, tanto en sus fases de recepción, ensamblaje
y posicionamiento. Con todo, la metodología propuesta puede aplicarse a cualquier tipo de actuación que
conlleve la utilización de elementos prefabricados. Un
objetivo secundario es mostrar la aplicación de este
protocolo a una obra de singular complejidad, especificando las técnicas, aparatos y útiles utilizados, algunos
de ellos novedosos. Las ventajas de la propuesta pasan
por la optimización de los recursos en la recepción, el
ensamblaje y el posicionamiento de piezas singulares.
Fundamentalmente, se reduce el tiempo necesario en
la comprobación dimensional y de replanteo de las coordenadas de las piezas. El desarrollo es viable gracias
a la utilización de tecnologías de última generación
118 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
disponibles y a prototipos de útiles específicamente
diseñados al efecto.
2. Estado del arte
El sector de la construcción es conocido por ser tradicionalmente poco innovador (Shenhar and Dvir, 1996;
Blayse and Manley, 2004; Pellicer et al., 2010). Sin
embargo, la construcción como actividad tecnológica
ha evolucionado a lo largo del tiempo. Los materiales,
por ejemplo, se han ido perfeccionando desde el uso
del barro, la piedra, el ladrillo y las primeras argamasas,
pasando por el empleo del acero, el vidrio y el hormigón,
hasta dar el salto a los sofisticados componentes que
existen actualmente en el mercado (Gann, 2000). Por
otra parte, la construcción también ha requerido con
el paso del tiempo un conocimiento crecientemente
intensivo aplicado a la resolución de problemas cada
vez más complejos (Ferrada y Serpell, 2009).
Según Koskela (1992), una de las principales innovaciones en la construcción del último siglo es la fuerte
industrialización de la edificación, con un punto crítico
motivado por la aparición del hormigón prefabricado
(Gann, 2000). Tanto es así que algunos autores consideran la construcción como un proceso de ensamblaje
de materiales y componentes (Gann, 1996; Gibb, 2001;
Winch, 2003). La prefabricación en la edificación se
ha multiplicado en las últimas décadas, sobre todo en
los países más avanzados (Koskela, 1992; Gann, 1996;
Warzawski, 1999; Gann, 2000; Monjó Carrió, 2005). Su
mayor coste unitario inicial ha disminuido debido a la
producción industrial en serie. El diseño de las piezas lo
controlan los proveedores de productos, que han buscado cierta normalización para incrementar la compatibilidad entre las piezas, siguiendo tendencias similares a
las adoptadas previamente por otras industrias (Gann,
1996; Warzawski, 1999; Winch, 2003).
Este cambio de paradigma hacia la edificación industrializada ha provocado la aparición de problemas de
control dimensional de los elementos prefabricados,
tanto en su ensamblaje y como en su posicionamiento
en obra. Esta cuestión, resaltada por primera vez por
Burgess y Bodapati (1967), fue elaborada con mayor
detalle por Burgess (1972) y por López Baillo (1974). En
estos trabajos se afirma que, a pesar de una fabricación
precisa, las dimensiones teóricas de diseño se encuentran alejadas de los requerimientos, siendo muy difícil
el ajuste y posterior posicionamiento de las piezas en la
obra. Por lo tanto, debe tolerarse un grado suficiente
de imprecisión dimensional, tanto en fabricación como
en posicionamiento. No obstante, si los errores de tolerancia no se mantienen dentro de los límites prefijados,
pueden aparecer problemas graves que afecten no solo
Vea, F. J. - Pérez, J. - Pellicer, E. - Yepes, V.
[
páginas: 116 - 125
a la eficiencia del proceso de ensamblaje, sino también
a la resistencia y comportamiento del edificio. Estas
dificultades pueden provocar consecuencias graves de
índole: (a) operativa; (b) resistencia y comportamiento
estructural; (c) aceptación visual; y (d) sobrecoste. López
Baillo (1974) incide especialmente en la importancia del
coste económico.
La tolerancia, pues, se convierte en un concepto básico a
tener en cuenta. Puede definirse como el intervalo de valores en que debe encontrarse una dimensión para que
se acepte como válida, lo que da lugar a la aceptación
o rechazo de la pieza (Jeang, 1997; Madsen, 2003). El
objetivo de los márgenes de tolerancia es el de admitir
una holgura para las imperfecciones en la manufactura
de los componentes, pues la precisión absoluta es imposible desde un punto de vista práctico (Zhang y Huq,
1992; Jeang, 1997). Además, si se disminuye el intervalo
de tolerancia, la pieza es más difícil de producir y, por
lo tanto, su coste se incrementa. Tampoco es admisible
una tolerancia excesiva que producirá desperdicio de
piezas y, por consiguiente, también sobrecoste.
La producción industrial de componentes debe cumplir, por lo tanto, con una serie de requisitos de diseño
(Geddam y Kaldor, 1998): (a) tolerancias dimensionales
estrictas definidas a priori; (b) precisión geométrica; y (c)
buen acabado. El tamaño final debe cumplir los requisitos de tolerancia dimensional establecidos de acuerdo
con la precisión geométrica y el acabado superficial.
Estos tres requisitos suelen interrelacionarse, de modo
que cada uno de ellos puede afectar a los demás.
Con el fin de evitar las nefastas consecuencias que puede tener una imprecisión fuera de tolerancia, Burgess
(1972) propone que se establezcan procedimientos de
control dimensional rigurosos, tanto en la fábrica como
en la obra. Los primeros (referentes a la fabricación),
son los que pueden encontrarse en cualquier proceso
de manufactura mecánica (Groover, 2006; Kalpakjian
y Schmid, 2006). Respecto al control dimensional en
obra, Burgess (1972) plantea la consideración del procedimiento de control dimensional, combinado con los
instrumentos de medida y las técnicas disponibles. Este
autor reconoce la labor escasa, si no nula, realizada
hasta ese momento en el aspecto metodológico.
En cualquier caso, la combinación de las tecnologías
de la información y los sistemas de posicionamiento
tridimensional abre una vía hacia una integración entre el diseño, la fabricación y el suministro de piezas
prefabricadas, su montaje en obra, posicionamiento y
colocación definitiva. La presente propuesta constituye,
por lo tanto, un paso hacia el establecimiento de un
sistema espacialmente integrado de la construcción, tal
y como ha sido descrito por Bernold (2002).
3. Proceso de control dimensional
y de replanteo
3.1. Metodología general
Se propone un proceso de control dimensional y de
replanteo basado en la recepción y el posicionamiento.
Cada una de estas fases puede subdividirse en seis subfases (idénticas para las dos fases previamente definidas):
(1) determinación de la precisión geométrica; (2) selección
de la instrumentación y técnicas topográficas; (3) elección
de los puntos de control; (4) colocación de la pieza; (5)
comprobación de la pieza; (6) decisión. La Tabla 1 esquematiza las fases y subfases del proceso. En los epígrafes
siguientes se describen con detalle cada una de ellas.
Tabla 1 Fases y subfases del proceso de control dimensional y replanteo
Fases
Subfase
1. Recepción
2. Posicionamiento
1.1
Determinación de la precisión geométrica
2.1
1.2
Selección de la instrumentación y técnicas topográficas
2.2
1.3
Elección de los puntos de control
2.3
1.4
Colocación de la pieza
2.4
1.5
Comprobación de la pieza
2.5
1.6
Decisión
2.6
páginas: 116 - 125
]
Vea, F. J. - Pérez, J. - Pellicer, E. - Yepes, V.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 119
3.2 Recepción
El control dimensional de recepción tiene por objetivo
principal garantizar el cumplimiento de las especificaciones dimensionales de la pieza a su llegada a la obra.
Esta garantía se logra controlando las especificaciones
dimensionales y rechazando aquellas que incumplen las
tolerancias especificadas en el proyecto. De este modo
se asegura el ensamblaje de las piezas y se definen las
tolerancias finales. El ensamblaje consiste en unir varios
elementos consecutivos de una sección de la estructura, a nivel de suelo, con el propósito de levantar un
elemento de mayor tamaño. Todas las comprobaciones
dimensionales se realizan de forma relativa, sin existir en
esta fase una vinculación con el resto de la estructura.
Tanto la fase de recepción como la de posicionamiento
se pueden descomponer en las siguientes subfases:
1. Determinación de la precisión geométrica para este
tipo de pieza, según esté fijada en el proyecto y la
normativa vigente.
2. E l e c c i ó n d e l a i n s t r u m e n t a c i ó n y m é t o d o s
topográficos, dependiendo del tipo de pieza y de
las tolerancias exigidas en el proyecto. Esta elección
debe determinar si la precisión de las mediciones es
suficiente para asegurar que la estructura final esté
o no dentro de la tolerancia exigida.
3. Elección de los puntos de control: se determinan los
puntos de la pieza más significativos para el control y
posicionamiento, que tendrán importancia posterior
para el montaje.
4. Colocación de las piezas en el lugar donde se va a
realizar la comprobación dimensional.
5. Comprobación dimensional.
6. Decisión sobre si la pieza comprobada en conjunto
con las piezas a las que se va a ensamblar cumplen
las tolerancias esperadas, o se compensan errores al
conectar unas piezas con otras.
En caso de incumplimiento, el proceso se retroalimenta,
corrigiendo los errores y realizando de nuevo las subfases anteriores.
de acuerdo con los planos de montaje en su posición
correcta. La conexión definitiva es la operación en la
que se coloca el sistema de sujeción final. Antes de
proceder a la unión definitiva se debe asegurar que la
estructura cumpla los requisitos de calidad impuestos
por el proyectista (condiciones geométricas, planeidad,
ortogonalidad, tolerancias respectivas, verticalidad,
horizontalidad de las uniones, elementos, etc.).
Las seis subfases previamente definidas para el replanteo
coinciden también en la fase de posicionamiento. Respecto a la comprobación dimensional, una vez colocada
la pieza en su posición hay que realizar controles de
orientación que incluyen el paralelismo, la perpendicularidad y, en algunos casos favorables, la oblicuidad.
El paralelismo puede ser una condición de superficie,
equidistante en todos los puntos de un plano dado, o
bien una condición de eje, equidistante a lo largo de su
longitud de uno o más planos o de un eje. En el caso del
paralelismo, la superficie controlada se debe mantener
entre dos planos paralelos separados por la tolerancia
correspondiente. La zona de tolerancia debe ser paralela
al plano teórico definido.
La perpendicularidad es la condición de una superficie,
de un eje, o de un plano del centro, que esté a 90º. La
angularidad es la condición de una superficie, de un eje,
o de un plano del centro en una especificación de ángulo, con excepción del plano paralelo o perpendicular a
uno teórico o a un eje teórico. La superficie controlada
debe entrar entre dos planos paralelos separados por la
tolerancia de la oblicuidad. La zona de la tolerancia debe
estar especificada en un ángulo básico al plano teórico.
Respecto a la última subfase, la acumulación de tolerancias permite una evaluación de la calidad del montaje
de las piezas. La información obtenida del cálculo de
la acumulación de tolerancias es numérica, y es una
característica geométrica (distancia). Una vez que se ha
calculado la acumulación de tolerancias, la información
obtenida se puede utilizar para determinar si deben
cambiarse las dimensiones o las tolerancias. Al montar
piezas de la estructura hay un ajuste, que es la cantidad
de juego o interferencia resultante de tal montaje.
3.3 Posicionamiento
El montaje es el proceso mediante el cual se emplaza
cada pieza en su posición definitiva dentro de la estructura. Estas piezas suelen ser metálicas o de hormigón
estructural. Para el montaje se necesitan diferentes
equipos de trabajo y maquinaria. Las etapas habituales
son: (1) ordenación de las piezas; (2) traslado al frente
de trabajo; (3) preensamblaje; (4) montaje; (5) posicionamiento; (6) conexión definitiva. El posicionamiento,
por otra parte, consiste en la colocación de la pieza
de la Construcción
120 ] Revista
Volumen 9 No 2 - 2010
]
3.4 Tipos de elementos
Los elementos pueden ser lineales, bidimensionales y
tridimensionales. El eje de una curva define las piezas
lineales, por lo que en el proceso de comprobación
dimensional se determina si el eje teórico de la pieza
se encuentra dentro de la tolerancia con respecto al
eje real. En este elemento se define el posicionamiento
del punto inicial (punto que se vincula a la estructura)
Vea, F. J. - Pérez, J. - Pellicer, E. - Yepes, V.
[
páginas: 116 - 125
y el punto final (punto en el que una vez vinculada a
la estructura se vinculará el resto de piezas) en coordenadas relativas.
S5 sirve, a su vez, de arriostramiento de la pieza 3/4/5.
Las Figuras 2, 3 y 4 muestran una vista aérea del arco S5
y una vista en la bancada de control geométrico.
Los elementos superficiales son piezas planas de espesor
constante. Se definen mediante una serie de planos que
se referencian respecto al plano medio de la pieza. Este
plano queda fijado por: (a) tres puntos singulares de
la pieza, situados en el plano medio o en cada una de
sus caras; (b) por un eje de la pieza y un punto singular
situado fuera del mismo; o bien, (c) por dos ejes que
se cruzan. En el proceso de comprobación dimensional
se considera:
La fabricación en taller del elemento S5 viene condicionada por la obtención de una pieza indeformable de las
mayores dimensiones posibles. La deformación de este
arco debe ser menor de 2 mm. Las tolerancias exigidas
son superiores a las fijadas por la normativa española
del Código Técnico de la Edificación (CTE, 2009) y por
la europea del Eurocódigo (EC3, 1996). Así, la tolerancia
requerida en los puntos de las orejetas es de ±5 mm.
Para el control geométrico en obra, se fija la tolerancia
de los ejes de la orejeta en ±1 mm, para lo cual –con
los aparatos topográficos disponibles– se utiliza un
instrumental que disminuye el error de la estación total
en tres veces. La comprobación dimensional verifica la
geometría de los diferentes puntos que definen la pieza
mediante un levantamiento topográfico, verificándose
el resto de puntos para fijar los puntos de conexión con
el resto de los elementos estructurales. Esta segunda
comprobación presenta una exigencia en la tolerancia
significativamente mayor, pues fija el eje de rotación de
las piezas móviles. La precisión geométrica del eje de las
1. El plano medio teórico de la pieza con respecto al su
plano medio real en coordenadas relativas.
2. El paralelismo o la condición de oblicuidad existente
entre sus caras.
3. El posicionamiento de los puntos de vinculación con
el resto de la estructura en coordenadas relativas.
Las piezas tridimensionales se definen mediante los
puntos pertenecientes a la superficie que configuran su
volumen. El conjunto de las piezas crean una única pieza
tridimensional estructural. Este elemento se define por el
posicionamiento relativo de sus puntos singulares. Para
ello en el proceso de comprobación dimensional se determina el posicionamiento de los puntos de vinculación
con el resto de la estructura en coordenadas relativas.
Los arcos quedan determinados por su directriz y en
cada una de las secciones de su generatriz se indican
los puntos que definen la sección.
Figura 1 Vista aérea del Ágora en construcción
(Fuente: BECSA)
4. Aplicación práctica
En este epígrafe se muestra el método desarrollado para
el control dimensional y replanteo aplicado a una obra
singular como es el Complejo del Ágora en la Ciudad de
Las Artes y Las Ciencias de la ciudad de Valencia (véase la
Figura 1), diseñada por el arquitecto e ingeniero Santiago Calatrava. La iniciativa se planteó como un proyecto
de innovación susceptible de ser certificado mediante
la norma UNE 166002 (Pellicer et al., 2008; Yepes et
al., 2010). A continuación se indica la aplicación del
procedimiento al seguimiento del montaje del tipo de
piezas más complejas de la obra, denominadas S5, así
como las técnicas topográficas utilizadas (resumidas en
la Tabla 2).
Las piezas S5 corresponden al arco fijo sobre el que
arrancan las orejetas que definen el eje de giro de una
serie de piezas móviles que se sitúan en la parte superior
de la estructura del Ágora. Estas piezas móviles se unen
también en su vértice inferior a un arco que hace mover
la estructura móvil a partir de un gato hidráulico. El arco
páginas: 116 - 125
]
Vea, F. J. - Pérez, J. - Pellicer, E. - Yepes, V.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 121
orejetas viene condicionada por la rotación de la pieza
móvil, que se realiza sobre unas arandelas excéntricas
que permiten ajustar la posición del eje de la pieza con
un error de ±1 mm.
Respecto a los instrumentos y técnicas topográficas,
para esta pieza se utiliza la estación total de precisión 1”
y 1 mm± 1 ppm. Además, se emplea un útil específico
que permite reducir tres veces el error en la medición.
En las Figuras 5 (fotografía) y 6 (gráfico) se observa un
cilindro que materializa el eje de la pieza móvil que se sitúa sobre las orejetas. El prisma perpendicular horizontal
permite comprobar errores en paralelismo de las orejetas
en la dirección X global de la estructura del Ágora. El
prisma perpendicular vertical verifica el cabeceo del
útil, que marca el paralelismo en dirección Z global de
la estructura. El útil está calibrado con un error máximo
en las mediciones de cada dirección de 0.2 mm.
Tabla 2 Proceso de control dimensional y replanteo aplicado a la pieza S5
Definición del elemento
Elemento tridimensional en arco (pieza S5)
Determinación precisión geométrica
Tolerancia de posicionamiento de eje de orejetas ±1 mm
Tolerancia de posicionamiento de orejetas ±5 mm
Instrumentación y técnicas
topográficas
Estación total de precisión 1” y 1 mm± 1 ppm
Libreta electrónica
Puntos de control
Cuatro puntos de control de boca de conexión
Cuatro puntos por orejeta
Dos puntos de control en eje de orejeta
Colocación de la pieza
Sobre solera nivelada
Comprobación de la pieza
Mediante levantamiento topográfico evaluado en libreta electrónica
Decisión
Si se encuentran dentro de tolerancia, se aceptan
En caso contrario, se corrigen mediante corte o soldadura suplementaria
En el caso del eje de la orejeta, si no cumple, se rechaza la pieza
Figura 2 Arco S5 en la bancada de control geométrico
(Fuente: BECSA)
122 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
]
Figura 3 Vista aérea del arco S5 colocado en su
posición definitiva (Fuente: BECSA)
Vea, F. J. - Pérez, J. - Pellicer, E. - Yepes, V.
[
páginas: 116 - 125
Figura 4 Arranque del arco S5 apoyado sobre las
piezas 3/4/5 (Fuente: BECSA)
Además se fijan los elementos que se deben unir al resto
de elementos estructurales. Se utilizan los puntos en las
bocas que se van a empalmar con otros tramos y el resto
de puntos de conexión de estos arcos con otras piezas.
En definitiva, los puntos de control son:
• Cuatro puntos de control en cada boca de
conexión.
• Cuatro puntos de control en las orejetas (cada pareja
de puntos materializa el punto del eje de giro de la
lama), para el control del paralelismo tanto en alzado
como en planta.
• En el caso de conexión con los pórticos transversales
con la pieza Tipo 3/4/5 se toman los 3 puntos que
definen este plano de situación del pórtico.
Una vez definido el sistema de coordenadas cuyo origen
es el centro del punto de conexión con el resto de la
estructura, se fija un sistema de referencia relativo a la
pieza. Para un correcto control es necesario obtener una
representación tridimensional; para ello se marcan todos
los elementos que representan un entorno de la pieza.
Figura 5 Fotografía del útil empleado
para el control geométrico y replanteo
(Fuente: BECSA)
páginas: 116 - 125
]
Las piezas se colocan sobre una solera debidamente
nivelada que garantice la correcta comprobación dimensional de la pieza antes de su montaje de forma
que sea accesible a todos los puntos de control. Una
vez realizado el levantamiento topográfico, y debido
a la configuración tridimensional, se analiza mediante
una aplicación informática específica todos los puntos
que define la pieza, comprobando en este punto la
desviación existente entre los puntos fijos de la pieza y
los puntos tomados mediante el levantamiento. En este
caso, se comprueba la coplaneidad de las orejetas, por
Figura 6 Croquis del útil empleado
para el control geométrico y replanteo
(Fuente: BECSA)
Vea, F. J. - Pérez, J. - Pellicer, E. - Yepes, V.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 123
parejas, de modo que se permita un correcto ensamblaje, posicionamiento y funcionamiento posterior de
las lamas.
La decisión sobre la aceptación o rechazo de la colocación de la pieza se realiza tras la comprobación en obra.
En el caso de las orejetas, si el error de paralelismo es
superior a la tolerancia establecida de ±5 mm, se desmontan y se vuelven a montar comprobando que se ha
reducido el error anterior. Tras esta comprobación ya
puede montarse la pieza, que se puede ajustar bajando
a ±1 mm mediante arandelas excéntricas.
5. Conclusiones
La investigación descrita se enmarca en el ámbito del
desarrollo de tecnologías, sistemas o procesos constructivos eficientes que permiten garantizar mayores niveles
de calidad y seguridad en la construcción, mejorando la
competitividad en el sector. En este sentido, la industrialización de la construcción racionaliza los procesos
constructivos, reduce sus tiempos de ejecución, los
riesgos laborales, el impacto ambiental y los recursos
necesarios.
La propuesta plantea una metodología encaminada al
control de las dimensiones y al replanteo de elementos
prefabricados tridimensionales singulares, en dos fases
básicas: recepción de las piezas y posicionamiento de
de la Construcción
124 ] Revista
Volumen 9 No 2 - 2010
]
las mismas en la obra. Cada una de ellas se descompone en seis subfases: (1) determinación de la precisión
geométrica según proyecto y normativa; (2) elección de
la instrumentación y métodos topográficos; (3) elección
de los puntos de control; (4) colocación de las piezas
en el lugar donde se va a realizar la comprobación dimensional; (5) comprobación dimensional; y (6) decisión
sobre si la pieza cumple con las tolerancias esperadas.
El proceso se retroalimenta y se corrigen los errores.
Este procedimiento permite optimizar los recursos y
las técnicas topográficas, reduciendo el tiempo en la
recogida y análisis de datos para tomar decisiones con
una rapidez tal que no obstaculizara el avance de la
obra. La propuesta reduce el tiempo empleado en la
comprobación dimensional y el replanteo de las coordenadas de las piezas singulares, tanto en recepción
como en ensamblaje y posicionamiento de las mismas.
Además, la metodología propuesta es generalizable al
resto de procesos necesarios en la fabricación y montaje
de elementos prefabricados.
Agradecimientos
Los autores quieren agradecer a la empresa BECSA, en
general, y al equipo de obra, en particular, la ayuda
prestada en todo momento para poder desarrollar la
metodología descrita. Estos trabajos forman parte de
los contratos de apoyo tecnológico UPV-20050921 y
UPV-20080629.
Vea, F. J. - Pérez, J. - Pellicer, E. - Yepes, V.
[
páginas: 116 - 125
Referencias
1.
2.
3.
4.
5.
Bernold, L.E. (2002) “Spatial integration in construction”.
Journal of Construction Engineering and Management,
128(5), 400-408.
Blayse, A.M.; Manley, K. (2004) “Key influences on
construction innovation”. Construction Innovation, 4,
pp. 143-154.
Bodapati, S.N.; Burgess, R.A. (1969) “Measuring
instruments for large precast concrete components”.
Concrete, 3(12), 488-497.
Burgess, R.A. (1972) “Aspects of dimensional control
in the production of large precast concrete units”.
International Journal of Production Research, 10(2), pp.
113-127.
CTE (2009) “Código técnico de la edificación”. Tecnos,
Madrid.
14. Kalpakjian, S.; Schmid, S.R. (2006) “Manufacturing
engineering and technology” (5ª edición). Pearson
Prentice Hall, Upper Saddle River (NJ).
15. Kavanagh, B.F. (2009) “Surveying with construction
applications” (7ª Edición). Prentice Hall; Upper Saddle
River (NJ).
16. Koskela, L. (1992) “Application of the new production
philosophy to construction”. Technical Report #72.
Center for Integrated Facility Engineering, Stanford
University. Stanford.
17. López Baillo, J.F. (1974) “Criterios sobre el control de la
precisión en la industria del hormigón prefabricado”.
Revista de Obras Públicas, 3115, pp. 787-797.
18. Madsen, D.A. (2003) “Geometric dimensioning and
tolerancing”. Goodheart-Willcox Co., Tinley Park (IL).
19. Monjo Carrió, J. (2005) “La evolución de los sistemas
constructivos en la edificación. Procedimientos para su
industrialización”. Informes de la Construcción, 499500, pp. 37-54.
6.
EC3 (1996) “Eurocódigo 3: Proyecto de estructuras de
acero”. AENOR, Madrid.
7.
Ferrada, X.; Serpell, A. (2009) “La gestión del
conocimiento y la industria de la construcción”. Revista
de la Construcción, 14, pp. 46-58.
20. Pellicer, E.; Yepes, V.; Correa, C.L.; Martínez, G. (2008).
“Enhancing R&D&i through standardization and
certification: the case of the Spanish construction industry”.
Revista Ingeniería de Construcción, 23(2), pp. 112-121.
8.
Gann, D.M. (1996) “Construction as a manufacturing
process? Similarities and differences between
industrialized housing and car production in Japan”.
Construction Management & Economics, 14(5), pp. 437450.
21. Pellicer, E.; Yepes, V.; Rojas, R.J. (2010) “Innovation and
competitiveness in construction companies: a case study”.
Journal of Management Research, 10(2), pp. 103-115.
9.
Gann, D.M. (2000) “Building innovation. Complex
constructs in a changing world”. Thomas Telford
Publishing, Londres.
10. Geddam, A.; Kaldor, S. (1998) “Interlinking dimensional
tolerances with geometric accuracy and surface finish in
the process design and manufacture of precision machined
components”. IIE Transactions, 30, pp. 905-912.
11. Gibb, A.G.F. (2001) “Standardization and pre-assembly
– distinguishing myth from reality using case study
research”. Construction Management and Economics,
19, pp. 307–315.
22. Shenhar, A.J.; Dvir, D. (1996) “Toward a typological
theory of project management”. Research Policy, 25, pp.
607-632.
23. Warzawski, A. (1999) “Industrialized and automated
building systems”, E & FN Spon, Londres.
24. Winch, G.M. (2003) “Models of manufacturing and
the construction process: the genesis of re-engineering
construction”. Building Research & Information, 31(2),
pp. 107-118.
12. Groover, M.P. (2006) “Fundamentals of modern
manufacturing: materials, processes, and systems”. Ed.
Wiley, Hoboken (NJ).
25. Yepes, V.; Pellicer, E.; Correa, C.L.; Alarcón, L.F. (2010).
“Implementation of a system for achieving innovation
opportunities in a company”, in Barret, P.; Amaratunga,
D.; Haigh, R.; Keraminiyage, K.; Pathirage C. (eds.):
Proceedings of CIB 2010 World Congress. Salford Quays
(UK), paper 1207, 12 pp.
13. Jeang, A. (1997) “An approach of tolerance design for
quality improvement and cost reduction”. International
Journal of Production Research, 35(5), pp. 1193-1211.
26. Zhang, H.C.; Huq, M.E. (1992) “Tolerancing techniques:
the state-of-the-art”. International Journal of Production
Research, 30(9), pp. 2111-2135.
páginas: 116 - 125
]
Vea, F. J. - Pérez, J. - Pellicer, E. - Yepes, V.
[
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 125
TITULADOS 2010
Esteban Enrique Aceituno Valera
Pablo Ernesto Adaos Ugalde
Miguel Alonso Alarcón Peña
Constanza Ester Alvarado Vera
Jorge Andrés Andaur Vera
Paulo Andrés Araya Curutchet
Pablo José Ignacio Arzola González
Gustavo Andrés Avilés Carrasco
Carlos Andrés Banda García
Maximiliano Ariel Barría Faulbaum
Fernando José Barroilhet Diez
César Antonio Bianchi Morales
Claudio Ignacio Bravo Gómez
Daniel Andrés Cáceres Montenegro
Eduardo Andrés Cáceres Venegas
Patricio Emilio Campos Álvarez
Mejor proyecto tesis
Daniel Camposano Quinteros
Felipe Javier Caraves Aguirre
Diego Ignacio Carrillo Sandrock
Miguel Ángel Castro Díaz
Pamela Karena Castro González
Bárbara Carolina Castro Rojas
Rubén Gerardo Castro Sazo
Cristián Eduardo Cepeda Bernal
Cristóbal Rodrigo Cid Cardenas
Claudio Andrés de la Iglesia Caro
Guillermo Andrés Dibarrart Durán
Moisés Agustín Domecq Musiate
Tatiana Macarena Espinoza Cortés
Diego Andrés Esteban Arellano
Blanca M. Estolaza Torrent
Mejor examen de título
Sebastián Alejandro Fernández Olea
Gonzalo Andrés Fierro Osorio
Paula Elizabeth Flores Fontaine
Sebastián Andrés Flores Ortiz
Felipe Eduardo Fuentes García
Andrea Patricia Fuentes Rovirosa
Ana María García González
Cristhian Javier Gómez Campos
José Domingo Gómez Carmona
Francisco Javier González Artigas
Gherardo Andrés González Gutiérrez
Jorge Cristián González López
Francisca Paz González Salcedo
José Vicente González Santibáñez
Mejor titulado
Johanna Nataly González Vásquez
Erika Daniela Gutiérrez Ballesteros
Cristopher Andrés Henríquez Helqui
Alejandra Daniela Herrera Castro
Felipe Andrés Julio Saldívar
126 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
Richard Andrés Lagos Conejeros
Pablo José Larraín Rochefort
Cristián Ignacio León Flores
Nathaly Francisca Lizama Escobar
Diego Alejandro Lizama Farías
Claudia María López Carreño
Eugenio Nicolás Luna Nesvara
Juan Pablo Cristián Maldonado Feris
María José Mancilla Mella
Jorge Esteban Markusovic Cvitanic
Cristian Ignacio Mella Otárola
Marcel Alexander Méndez Alfaro
Tomás Alejandro Meneses González
Alexander Nicolás Moraga Gutiérrez
Marco Andrés Morán Cuevas
Nicolás Alejandro Moreno Cornejo
Nicolás Iván Moreno Muñoz
Óscar Andrés Muñoz Perloz
Mario Waldo Muñoz Vargas
Claudia Andrea Norambuena Troncoso
Rodrigo Eduardo Ojeda González
Pamela Andrea Olavarría Véliz
Claudio David Ormeño Vásquez
Daniela Alejandra Osses Valenzuela
Laura Fabiola Painen Huanquilef
Sebastián Andrés Palomino Olmedo
Mario Alberto Paredes Alvarado
Jaime Ignacio Paris Yon
Camila Soledad Parra Cuadra
Miguel Ángel Pavez Ahumada
Alejandro Horacio Pérez Landeros
Vicente Jorge Salvador Pérez Olguín
Christián Salvador Pino Pino
María Jesús Portilla Correa
César Rodrigo Prado Yáñez
Nicolás David Rey Herrera
Rodrigo Diego Ríos Gálvez
Rodrigo Fernando Ríos Molina
Jorge Andrés Rojas Duarte
Alejandro José Rojas Merello
Claudia Andrea Rojo Mellado
Sergio Orlando Salazar Parada
Bárbara Ariett Salvo Muñoz
Juan Carlos San Martín Lecaros
Emilio Gonzalo Sánchez Vivanco
Pedro Pablo Silva Espinoza
Iván Antonio Silva Granifo
Diego Fernando Silva Mujica
Gabriel Osvaldo Tapia Aedo
María José Tapia Araya
Mejor egresado
Olga Francisca Vásquez Morales
Roberto Valentino Venegas López
Pilar Nicole Vetterlein Perona
René Eduardo Vidal Cazaux
Verónica Andrea Villar Muñoz
María Consuelo Zapata Fariñas
Miguel Ángel Zapata Mella
Daniela Andrea Ubilla Carvajal
Ricardo Jesús Valderrama Prada
Bernardo José Valdés Valdés
Claudio Fabián Valladares González
Francisco Javier Varela Rivera
Carolina Pía Vargas Lobos
Andrés Antonio Vargas Tobar
POSTÍTULO CEPPRO
(Prevención de Riesgos Operacionales)
Alí Morgana Casanoba Choque
Juan Rodrigo Chávez Miranda
Mejor tesis
Pablo Andrés Escobar Concha
Mejor rendimiento
Ruth Viviana Espinoza Carrasco
Diana Alejandra Figueroa Cares
Jorge Edgardo Fuentes Herrera
Marcial Ignacio Guzmán Monardes
David Andrés Jiménez Ferroggiaro
Pamela Andrea Juacida Ramírez
Gerardo Antonio Lazo Pérez
Mejor tesis
Marcos Alexis Lillo Godoy
POSTÍTULO ADEC
Carlos Alberto Marchant Concha
Ana María Martínez Ramírez
Carlos Honorio Medina Páez
Iván Arturo Molina Montecino
Eduardo Alejandro Navarrete Arellano
Vladimir Humberto Paredes Herrera
Elizabeth Andrea Silva Martínez
Gonzalo Ariel Valenzuela Hidalgo
Ernesto Andrés Vargas Carrasco
Mónica Andrea Vásquez Arriola
(Administración de Empresas Constructoras)
Luis Gustavo Baeza del Río
Alejandra Teresa Bründl Riumalló
Juan Francisco Castaño Alomar Mejor rendimiento
Claudio Andrés de la Iglesia Caro
Alex Jhonathan Vásquez Garay
Diego Fernando Silva Mujica
MAGÍSTER EN CONSTRUCCIÓN
Zulma Yariela Alvarado Torrero
Héctor Enrique Hérnandez López
Mejor rendimiento
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 127
Evaluación de los artículos
PÚBLICO OBJETIVO
La Revista de la Construcción está dirigida a profesionales, constructores, académicos, investigadores, empresas,
arquitectos, ingenieros y toda aquella persona que desee profundizar y actualizar sus conocimientos en el área de
la construcción, por ello invitamos a todos los profesionales y académicos a enviar sus aportes para ser evaluados y
eventualmente publicados en este medio.
OBJETIVOS
Los objetivos de la Revista de la Construcción son:
1.- Difundir los nuevos conocimientos en todos los ámbitos relacionados con la construcción (Edificación, Obras Civiles,
Materiales, Negocios, Enseñanza, etc.).
2.- Proporcionar a los profesionales del área un material de discusión que renueve y actualice sus conocimientos.
3.- Difundir nuevas tecnologías aplicadas en la construcción en el medio nacional e internacional.
4.- Proporcionar a los académicos nacionales y extranjeros de un medio avalado internacionalmente, con el fin de
compartir sus conocimientos y abrir la discusión en las temáticas planteadas.
EVALUACIÓN DE ARTÍCULOS
1.- El equipo editorial, conformado por dos profesionales del área de la construcción y el Editor, tienen la responsabilidad de recepcionar los artículos y emitir un primer juicio sobre los aspectos formales, además de rechazar un
artículo cuando este no cumpla con las instrucciones básicas para su publicación y esté fuera de la temática de la
Revista o bien no cuente con suficiente mérito científico y académico.
2.- El Editor enviará el artículo a un árbitro (miembro del Comité Editorial) especialista en el área del tema, el cual
deberá realizar su evaluación de acuerdo a una pauta previamente confeccionada. Este árbitro deberá rechazar,
aceptar o bien aceptar con distinción un artículo. En caso de rechazo se deberá fundamentar esta situación, luego
el artículo será devuelto al autor con las observaciones pertinentes.
3.- Los árbitros o evaluadores deberán verificar que se cumplan todos los aspectos formales, además de comprobar
que las conclusiones estén acordes con los diseños metodológicos expuestos y los objetivos planteados. Los árbitros
conocerán la identidad de los autores, pero estos desconocerán a sus evaluadores.
4.- De existir observaciones, sean menores o medianas, y si el artículo está aceptado, el Editor se contactará con el
autor para que este realice las modificaciones indicadas en un plazo prudente, una vez realizadas estas modificaciones el artículo estará en condiciones de ser publicado.
5.- Si el artículo no es aceptado será enviado a otro árbitro; si el rechazo es confirmado, el artículo lo será definitivamente y se comunicará al autor esta decisión y se enviarán las evaluaciones correspondientes.
6.- Si el artículo es rechazado por un árbitro y aceptado por un segundo, se enviará el artículo a su autor con las
evaluaciones correspondientes, una vez que se hayan realizado las modificaciones el Comité Editorial lo incluirá
nuevamente en la lista de artículo para evaluar.
128 ]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
Normas de Publicación
Aceptamos artículos originales de carácter científico, dentro del ámbito de la construcción. Previo a su publicación,
los artículos serán evaluados por nuestro Comité Editorial.
Los artículos deben ser enviados como un archivo digital a [email protected]. El texto podrá tener una extensión de entre
4.000 a 6.000 palabras, incluyendo figuras y tablas.
Los artículos enviados deberán cumplir con los siguientes requerimientos:
- Incluir al menos las secciones: Introducción, Resultados, Discusión y Conclusiones.
- Documento en Microsoft Office Word (versión 97 o posterior).
- Texto en Times New Roman o Arial, tamaño: 12 pt, Justificado.
- El título, tres palabras clave y resumen escritos tanto en español como en inglés.
- La extensión del resumen será entre 100 y 200 palabras.
- Enviar las ecuaciones, figuras, imágenes, fotografías, tablas y diagramas separadamente del texto y en su formato
original.
- Presentar las referencias bibliográficas de acuerdo a los estándares de APA (American Psychology Association).
La fecha de entrega para el próximo número es el 3 de junio de 2011.
Ante cualquier duda, agradecemos contactarnos vía correo electrónico a:
[email protected] - [email protected] - [email protected]
Submission Guidelines
We welcome original scientific work, covering all areas within the Construction field. Prior to their publication, papers
are assessed by experts from our Editorial Committee.
Papers must be submitted in a digital format to [email protected]. In length, the main body of the text should be between
4,000 and 6,000 words long.
Papers submitted for publication will comply with the following requirements:
- They must be written including at least the four following sections Introduction, Results, Discussion and Conclusions.
- Microsoft Office Word file (97 or older).
- Text in Times New Roman or Arial, size: 12pt, Justified.
- Title, Three Keywords and Abstract should be included in both Spanish and English languages.
- Abstracts’ length should be between 100 to 200 words.
- All equations, figures, photos, tables and diagrams must be submitted separately from the text, in their original
format.
- References are to be presented according to APA (American Psychology Association) standards.
The deadline for the next issue is 3 th June 2011.
Should you have any queries, please do not hesitate to contact us on:
[email protected] - [email protected] - [email protected]
Inscripción Nº ISSN 0717 - 7925
Edición: diciembre 2010
DISEÑO:
MARÍA PAZ CROXATTO
DIAGRAMACIÓN:
ALFABETA ARTES GRÁFICAS
[email protected]
Revista de la Construcción
Volumen 9 No 2 - 2010
[ 129