MODERNIZACIÓN Y REPOSICIÓN DE LAS REDES DE · PDF file2.3.5 Módulo de...

MODERNIZACIÓN Y REPOSICIÓN DE LAS REDES DE ACUEDUCTO Y ALCANTARILLADO EN EL SECTOR DENOMINADO CENTRO

PARRILLA Y CIRCUITO ORFELINATO Y OBRAS COMPLEMENTARIAS EN REDES DE ENERGÍA, TELECOMUNICACIONES Y

RECONSTRUCCIÓN DE ANDENES

CONTRATO CT-2011-000533

INFORME DE DISEÑO GEOTECNICO,

GRUPO 3 Y 4 DE CONTRATACIÓN

EPM S.A. E.S.P.

INGETEC S.A. ANEXO F - INFORME DE DISEÑO GEOTECNICO

DISEÑO CONCEPTUAL Y DETALLADO

CENTRO PARRILLA ANEXO- INFORME GEOTECNICO SECTOR 1 (G3 Y G4)

REV. 1 – AGOSTO, 2013

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TABLA DE CONTENIDO

LISTA DE DISTRIBUCIÓN ..................................................... ERROR! BOOKMARK NOT DEFINED.

ÍNDICE DE MODIFICACIONES ............................................. ERROR! BOOKMARK NOT DEFINED.

ESTADO DE REVISIÓN Y APROBACIÓN ............................ ERROR! BOOKMARK NOT DEFINED.

LISTA DE FIGURAS ............................................................................................................................ 4

LISTA DE TABLAS ............................................................................................................................. 7

LISTA DE ANEXOS ............................................................................................................................. 9

0. INTRODUCCIÓN ........................................................................................................................10

1. OBJETIVO Y ALCANCES .........................................................................................................13

1.1 OBJETIVO ...........................................................................................................................13 1.2 ALCANCE ............................................................................................................................13 1.3 ANTECEDENTES ................................................................................................................13

2. METODOLOGÍA Y CRITERIOS DE DISEÑO ............................................................................15

2.1 INVESTIGACIONES GEOTÉCNICAS .................................................................................15 2.1.1 Suelos cohesivos .........................................................................................................15 2.1.2 Suelos granulares ........................................................................................................16 2.1.3 Material rocoso .............................................................................................................16 2.1.4 Consideraciones particulares .......................................................................................16

2.2 DEFINICIÓN DE PARÁMETROS GEOTÉCNICOS ............................................................17 2.2.1 Parámetros de resistencia y deformación a partir de ensayos de laboratorio .............17 2.2.2 Parámetros de resistencia y deformación a partir de correlaciones empíricas ...........18 2.2.3 Módulo de deformación ................................................................................................22

2.3 METODOLOGÍAS DE DISEÑO ...........................................................................................25 2.3.1 Consideraciones generales ..........................................................................................25 2.3.2 Estabilidad de excavaciones y taludes de corte ..........................................................25 2.3.3 Capacidad Portante ......................................................................................................32 2.3.4 Asentamientos ..............................................................................................................32 2.3.5 Módulo de Balasto ........................................................................................................34 2.3.6 Cimentación y rellenos de las tuberías ........................................................................35

3. INVESTIGACIONES GEOTECNICAS .......................................................................................55

4. CARACTERIZACIÓN GEOTECNICA ........................................................................................59

4.1 ZONIFICACIÓN ...................................................................................................................59 4.1.1 Zona 1 ..........................................................................................................................63 4.1.2 Zona 2 ..........................................................................................................................63 4.1.3 Zona 3 ..........................................................................................................................64

4.2 ESTRATIFICACIÓN ............................................................................................................68 4.2.1 Zona geotécnica 1 ........................................................................................................69 4.2.2 Zona geotécnica 2 ........................................................................................................72 4.2.3 Zona geotécnica 3 ........................................................................................................75 4.2.4 Zona geotécnica 4 ........................................................................................................78

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4.2.5 Zona geotécnica 5a ......................................................................................................81 4.2.6 Zona geotécnica 5b ......................................................................................................85

4.3 PARÁMETROS GEOTÉCNICOS DE DISEÑO ...................................................................88

5. DISEÑOS GEOTECNICOS ........................................................................................................89

5.1 TALUDES DE CORTE .........................................................................................................89 5.1.1 Geometría zanja ...........................................................................................................89 5.1.2 Cargas consideradas en el diseño ...............................................................................91 5.1.3 Sismicidad ....................................................................................................................93 5.1.4 Comportamiento de los materiales ..............................................................................94 5.1.5 Agua en la excavación .................................................................................................95 5.1.6 Resultados del análisis .................................................................................................96

5.2 DISEÑO CIMENTACIÓN PARA TUBERIAS .....................................................................100 5.2.1 Tipología de cimentación ...........................................................................................100 5.2.2 Tipología material de relleno ......................................................................................108 5.2.3 Diseño cimentación tuberías ......................................................................................108 5.2.4 Análisis de capacidad portante ..................................................................................109 5.2.5 Módulos de reacción de la subrasante ......................................................................109 5.2.6 Análisis de compresibilidad ........................................................................................109 5.2.7 Potencial de expansión ..............................................................................................111 5.2.8 Proceso constructivo ..................................................................................................114

6. CANTIDADES DE OBRA ................................................ ERROR! BOOKMARK NOT DEFINED.

7. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES ...........................................................................124

7.1 CARACTERIZACIÓN GEOTÉCNICA ................................................................................124 7.2 TALUDES ..........................................................................................................................124 7.3 REUTILIZACIÓN MATERIAL DE EXCAVACIÓN ..............................................................125 7.4 CIMENTACIÓN TUBERÍAS ...............................................................................................125 7.5 RECOMENDACIONES GENERALES ...............................................................................125

8. REFERENCIAS ........................................................................................................................127

9. ANEXOS ...................................................................................................................................129

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LISTA DE FIGURAS

Figura 0.1 Localización general del proyecto Centro Parrilla. ...........................................................11

Figura 2.1 Correlación entre NSPT y qu (Schmertmann, 1975) ........................................................18

Figura 2.2 Relación entre la resistencia al corte no drenada (Su) y el Índice de Liquidez. (Yilmaz, 2000) ..........................................................................................................................................19

Figura 2.3 Relación entre el ángulo de fricción y el Índice de Plasticidad de suelos cohesivos (U. S. Army Corp of Engineers) ............................................................................................................21

Figura 2.4 Intervalos de valores del módulo de elasticidad (Es) para diferentes suelos ..................24

Figura 2.5 Modelo de falla por levantamiento de fondo .....................................................................26

Figura 2.6 Influencia de la infiltración sobre la estabilidad de excavaciones con tablestacas (US Department of the Navy,1971) ...................................................................................................27

Figura 2.7 Modelo de falla por levantamiento de fondo .....................................................................28

Figura 2.8 Diagramas aparentes de presión para cortes en distintos tipos de suelo ........................29

Figura 2.9 Diagramas de presión neta y ley de momentos sobre una tablestaca .............................30

Figura 2.10 Correlaciones empíricas para estimar la profundidad de empotramiento (D) ................31

Figura 2.11 Semiespacio de Winkler .................................................................................................35

Figura 2.12 Modelo de interacción estructura-terreno de Winkler .....................................................35

Figura 2.13 Tubería flexible enterrada en una zanja .........................................................................36

Figura 2.14 Carga de prisma sobre la tubería ...................................................................................37

Figura 2.15 Proporcionalidad de la carga de acuerdo a la teoría de Marston ...................................37

Figura 2.16 Carga vehicular de eje doble (tándem) superpuestas sobre tubo flexible .....................40

Figura 2.17 Base de la derivación de la fórmula de Spangler (Fórmula de lowa) .............................43

Figura 2.18 Rigidez del tubo. .............................................................................................................45

Figura 2.19 Modelo para la variación del diámetro horizontal. ..........................................................46

Figura 2.20 Abolladura localizada de pared ......................................................................................48

Figura 2.21 Factor de reducción C para el cálculo de la presión crítica de pandeo..........................49

Figura 2.22 Tubo enterrado bajo la acción del agua subterránea .....................................................51

Figura 2.23 Coeficiente de penetración αD .......................................................................................51

Figura 2.24 Falla de la pared .............................................................................................................53

Figura 3.1 Localización investigación geotécnica Sector 1 ...............................................................56

Figura 3.2 Localización investigación geotécnica Sector 2 ................ Error! Bookmark not defined.

Figura 4.1 Microzonificación sísmica del sector Centro Parrilla (Medellín) .......................................59

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Figura 4.2 Representación gráfica de la w (%) y el IP (%) frente a la profundidad en la Zona 1 ......60

Figura 4.3 Representación gráfica de SPT frente a la profundidad en las Zonas 1 y 2 ....................62

Figura 4.4 Representación gráfica de SPT frente a la profundidad en las Zona Geotécnica 1 ........63

Figura 4.5 Representación gráfica de SPT frente a la profundidad en las Zona Geotécnica 2 ........64

Figura 4.6 Representación gráfica de SPT frente a la profundidad en las Zonas Geotécnica 3, 4 y 5 ...................................................................................................................................................65

Figura 4.7 Representación gráfica de IP frente a la profundidad en la Zona Geotécnica 5 ..............66

Figura 4.8 Representación gráfica de IP frente a la profundidad en las Zonas Geotécnicas 5a y 5b ...................................................................................................................................................67

Figura 4.9 Zonificación geotécnica ....................................................................................................68

Figura 4.10 Zona geotécnica 1 ..........................................................................................................69

Figura 4.11 Representación gráfica de w (%), Finos (%), IP (%) y densidad húmeda frente a la profundidad en la Zona geotécnica 1 .........................................................................................70

Figura 4.12 Representación gráfica del SPT frente a la profundidad en la Zona geotécnica 1 ........71





Figura 4.17 Representación gráfica de w (%), finos (%), IP (%) y densidad húmeda frente a la profundidad en la Zona geotécnica 3 .........................................................................................76





Figura 4.22 Zona geotécnica 5a ........................................................................................................81

Figura 4.23 Representación gráfica de w (%), finos (%), IP (%) y densidad húmeda frente a la profundidad en la Zona geotécnica 5a .......................................................................................82

Figura 4.24 Representación gráfica del SPT frente a la profundidad en la Zona geotécnica 5a ......83

Figura 4.25 Zona geotécnica 5b ........................................................................................................85

Figura 4.26 Representación gráfica de w (%), finos (%), IP (%) y densidad húmeda frente a la profundidad en la Zona geotécnica 5a .......................................................................................86

Figura 4.27 Representación gráfica del SPT frente a la profundidad en la Zona geotécnica 5b ......87

Figura 5.1 Análisis de estabilidad para distintas ubicaciones de las cargas .....................................91

Figura 5.2 Microzonificación sísmica Municipio de Medellín .............................................................94

Figura 5.3 Estimación empotramiento de tablestacas .......................................................................99

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Figura 5.4 Cimentación TIPO 1........................................................................................................100






Figura 5.10 Cimentación CLASE A-1 ..............................................................................................103




Figura 5.14 Cimentación CLASE B-1 ..............................................................................................105



Figura 5.17 Cimentación CLASE C-1 ..............................................................................................107

Figura 5.18 Esquema de encamisados de protección .....................................................................107

Figura 5.19 Proceso constructivo ....................................................................................................116

Figura 6.1 Reposición de pavimento .................................................. Error! Bookmark not defined.

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LISTA DE TABLAS

Tabla 2.1 Cantidad de perforaciones y barrenos ...............................................................................15

Tabla 2.2 Correlación empírica para estimar la resistencia al corte no drenada (Su).......................19

Tabla 2.3 Correlaciones empíricas para estimar el ángulo de fricción de suelos granulares a partir del ensayo SPT. .........................................................................................................................19

Tabla 2.4 Parámetros geotécnicos normalizados de suelos arenosos (norma rusa SNiP II- 15-74 Cimentaciones de edificios y estructuras, Gosstroy URSS, Moscú, 1975). ..............................20

Tabla 2.5 Parámetros geotécnicos normalizados de sedimentos arcillosos cuaternarios (norma rusa SNiP II-15-74 Cimentaciones de edificios y estructuras, Gosstroy URSS, Moscú, 1975) ........21

Tabla 2.6 Correlaciones empíricas para estimar el módulo de Young (E) en suelos granulares a partir del ensayo SPT .................................................................................................................23

Tabla 2.7 Correlaciones empíricas para estimar Cc y Cr ..................................................................24

Tabla 2.8 Factores de seguridad básicos mínimos directos ..............................................................25

Tabla 2.9 Correlaciones empíricas para estimar la profundidad de empotramiento (D) ...................31

Tabla 2.10 Ecuaciones para el cálculo de asentamientos por consolidación ...................................34

Tabla 2.11 Valores máximos de asentamientos diferenciales (NSR-10, numeral H.4.9.3) ..............34

Tabla 2.12 Condiciones límites para verificación ..............................................................................36

Tabla 2.13 Pesos unitarios coeficientes activo de Rankine y coeficiente de fricción para diferentes tipos de suelo. ............................................................................................................................38

Tabla 2.14 Cargas máximas por eje (kg) según el Ministerio de Transporte e lnvías ......................39

Tabla 2.15 Factor de impacto Vs altura del recubrimiento del tubo ..................................................41

Tabla 2.16 Constante de encamado k ...............................................................................................44

Tabla 2.17 Factor de soporte Fm ........................................................................................................47

Tabla 2.18 Tipos de suelo ..................................................................................................................53

Tabla 3.1 Investigaciones geotécnicas Sector 1 ...............................................................................57

Tabla 3.2 Investigaciones geotécnicas Sector 2 ................................ Error! Bookmark not defined.

Tabla 3.4 Ensayos de laboratorio Sector 1 ........................................................................................58

Tabla 3.5 Ensayos de laboratorio Sector 2 ......................................... Error! Bookmark not defined.

Tabla 4.1 Estratificación Zona geotécnica N° 1 .................................................................................71

Tabla 4.2 Estratificación zona geotécnica N° 2 .................................................................................74



Tabla 4.5 Estratificación Zona geotécnica N° 5a ...............................................................................84

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Tabla 4.6 Ensayos sobre material rocoso en la zona geotécnica No 5a ...........................................84

Tabla 4.7 Estratificación Zona geotécnica N° 5b ...............................................................................87

Tabla 4.8 Parámetros de resistencia empleados en los análisis de estabilidad y diseño de cimentaciones para tuberías ......................................................................................................88

Tabla 5.1 Diámetros máximos por zona geotécnica ..........................................................................90

Tabla 5.2 Ancho de zanja en función del diámetro de la tubería (EPM) ...........................................90

Tabla 5.3 Ancho de zanja definido para cada Zona Geotécnica .......................................................91

Tabla 5.4 Ancho de zanja definido para cada Zona geotécnica ........................................................92

Tabla 5.5 Factores de seguridad básicos mínimos directos ..............................................................93

Tabla 5.6 Resultados ensayos de permeabilidad ..............................................................................95

Tabla 5.7 Factores de seguridad para profundidad de zanja de 1,5 m .............................................97



Tabla 5.10 Factores de seguridad. Taludes de corte ........................................................................98

Tabla 5.11 Recomendación inclinación taludes de corte ..................................................................98

Tabla 5.12 Cumplimiento de la estabilidad del fondo de la excavación ............................................99

Tabla 5.13 Valores de módulo de reacción de la subrasante E’ .....................................................108

Tabla 5.14 Parámetros de consolidación .........................................................................................110

Tabla 5.15 Valores típicos de Cc .....................................................................................................110

Tabla 5.16 Clasificación de suelos expansivos NSR-10 .................................................................111

Tabla 5.17 Resultados ensayos expansión controlada ...................................................................112

Tabla 5.18 Tensión de preconsolidación y grado de sobreconsolidación (OCR) ............................113

Tabla 6.1 Cantidades de obra diseños geotécnicos ........................... Error! Bookmark not defined.

Tabla 7.1 Parámetros de resistencia empleados en los análisis de estabilidad y diseño de cimentaciones para tuberías ....................................................................................................124

Tabla 7.2 Recomendación inclinación taludes de corte ..................................................................125

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LISTA DE ANEXOS

Anexo F. 1 Informe de investigaciones geotécnicas .......................................................................130

Anexo F. 2 Caracterización geotécnica ...........................................................................................131

Anexo F. 3 Cálculo capacidad portante y módulos de reacción ......................................................132

Anexo F. 4 Diseño de cimentaciones para tuberías ........................................................................133

Anexo F. 5 Estabilidad de taludes ...................................................................................................134

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0. INTRODUCCIÓN

El presente documento constituye el informe de diseño geotécnico correspondientes a los trabajos de consultoría que actualmente INGETEC S.A está desarrollando dentro del contrato CT-2011-000533 - DISEÑO CONCEPTUAL Y DETALLADO PARA LA REPOSICIÓN Y OPTIMIZACIÓN DEL SISTEMA DE ALCANTARILLADO DEL SECTOR DENOMINADO CENTRO PARRILLA – GRUPO 1.

La zona de estudio, se encuentra ubicada entre la margen sur de la quebrada Santa Elena, la Calle 38, el Río Medellín y la Carrera 38, en el Centro del Municipio de Medellín. Dentro de este polígono se encuentran los barrios Bomboná, Las Palmas, Colón, Guayaquil, San Benito, Corazón de Jesús,

Centro Administrativo, La Alpujarra y Calle nueva. En la Figura 0.1 se presentan los límites del área

de estudio y la sectorización planteada desde el punto de vista hidráulico en el diseño conceptual.

INGETEC S.A ha preparado el presente documento, el cual contiene los criterios de diseño y las memorias de cálculo respectivas de los diseños geotécnicos para las redes a construir con y sin zanja, correspondientes al denominado Sector 1, el cual comprende los siguientes proyectos de los Grupos 3 y 4 de Contratación:

GRUPO 3:

51MED25-07RE-0214

51MED25-02RE-0228

51MED25-02RE-0229

51MED25-04RE-0230

51MED25-03RE-0231

51MED25-06RE-0232

51MED23-02RE-0233

51MED25-04RE-0234

51MED25-04RE-0236

51MED25-04RE-0237

51MED25-04RE-0238

51MED25-04RE-0241

51MED25-02RE-0242

51MED25-03RE-0243

51MED25-09RE-0244

51MED25-02RE-0245

51MED25-03RE-0246

51MED25-03RE-0247

51MED25-02RE-0248

51MED25-03RE-0249

51MED25-03RE-0250

51MED25-02RE-0251

51MED25-04RE-0252

51MED25-04RE-0253

51MED25-04RE-0254

51MED25-04RE-0255

51MED25-03RE-0256

51MED25-03RE-0257

51MED25-03RE-0258

51MED25-03RE-0259

51MED25-03RE-0260

51MED25-02RE-0263

51MED25-03RE-0322

1

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GRUPO 4:

51MED25-07RE-0216

51MED25-06RE-0220

51MED25-03RE-0221

51MED25-07RE-0222

51MED25-09RE-0223

51MED25-03RE-0224

51MED23-02RE-0225

51MED23-02RE-0226

51MED23-06RE-0227

51MED25-03RE-0261

51MED25-03RE-0262

51MED23-04RE-0321

Figura 0.1 Localización general del proyecto Centro Parrilla.

En cada uno de los sectores se adelantaron trabajos de exploración geotécnica a partir de la cual se estructuró el contenido del presente informe.

El informe se compone de las siguientes secciones:

Capítulo 0: Incluye la introducción y una descripción del contenido del informe.

Capítulo 1: Incluye los objetivos y alcances del diseño, y los antecedentes para la ejecución del proyecto.

Capítulo 2: En el cual se presenta la metodología y los criterios de diseño empleados para los

diseños geotécnicos.

Capítulo 3: En el cual se describen los trabajos de campo realizados.

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Capítulo 4: El cual incluye la caracterización y parámetros geotécnicos de los suelos para cada

una de las estructuras del proyecto.

Capítulo 5: En el cual se resumen los resultados del diseño.

Capítulo Error! Reference source not found.: Se presentan las cantidades de obra geotécnicas necesarias para ejecutar los diseños geotécnicos.

Capítulo 7: En el cual se presentan las conclusiones generales del diseño y las recomendaciones constructivas necesarias para ejecutar los diseños geotécnicos.

Capítulo 7: Se presenta la lista de referencias utilizadas para la preparación de este informe.

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1. OBJETIVO Y ALCANCES

1.1 OBJETIVO

Este informe tiene por objeto presentar las recomendaciones geotécnicas para las obras de construcción con zanja del proyecto denominado “DISEÑO CONCEPTUAL Y DETALLADO PARA LA REPOSICIÓN Y OPTIMIZACIÓN DEL ALCANTARILLADO DEL SECTOR DENOMINADO CENTRO PARRILLA – GRUPO 1”.

1.2 ALCANCE

El alcance del diseño geotécnico para la cimentación de tuberías, estabilidad de taludes de corte, cálculo de empujes sobre entibados (donde estos sean requeridos), análisis de capacidad portante para estructuras de alivio y cálculo de módulos de reacción para diseño estructural, contempla las siguientes actividades:

Investigar detalladamente el comportamiento mecánico de los suelos existentes en la zona de los diseños y las propiedades físico-mecánicas, con el fin de obtener los parámetros geotécnicos necesarios para los diferentes diseños geotécnicos, estructurales e hidráulicos.

Diseño geotécnico de la estabilidad de los taludes en corte, cálculo de empujes sobre los entibados requeridos, cálculo de capacidad portante y módulos de reacción de las estructuras de alivio existentes en el proyecto.

1.3 ANTECEDENTES

Para el estudio geológico – geotécnico del área de influencia del Proyecto Centro Parrilla se utilizó información primaria como son perforaciones, barrenos, apiques, ensayos de laboratorio y visitas de campo, y se complementó con información secundaria logrando una integración de la información a partir de la experiencia específica de INGETEC S.A en este tipo de trabajos.

A continuación se relacionan los documentos más importantes analizados dentro del desarrollo del estudio geotécnico, los cuales se encuentra a escala 1:10.000 y se enunciada a continuación:

[I]. MICROZONIFICACIÓN SISMICA DETALLADA DE LOS MUNICIPIOS DE BARBOSA, GIRARDOTA, COPACABANA, SABANETA, LA ESTRELLA, CALDAS Y ENVIGADO; desarrollado por el Grupo de Sismología de Medellín, conformado por las Empresas Solingral S.A., Integral S.A., Inteinsa S.A., Universidad EAFIT y Universidad Nacional de Colombia - Sede Medellín, en el año de 2006. Este informe contiene una descripción y caracterización geológica-geotécnica, y un conocimiento de la amenaza, vulnerabilidad y riesgo sísmico regional y local de los municipios que conforman el área metropolitana del Valle de Aburrá, incluyendo la Ciudad de Medellín.

[II]. INSTRUMENTACIÓN Y MICROZONIFICACIÓN SÍSMICA DEL ÁREA URBANA DE MEDELLÍN; desarrollado por la Universidad EAFIT para el Sistema Municipal para la Prevención y Atención de Desastres (SIMPAD) de la Alcaldía de Medellín, en el año de 1999. Este informe establece un reconocimiento de las condiciones geológicas, geotécnicas y sísmicas específicas de la Ciudad de Medellín y define una normativa local para el diseño sismoresistente de estructuras.

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[III]. CARTOGRAFÍA Y CARACTERIZACIÓN DE LAS UNIDADES GEOLÓGICAS DE LA ZONA URBANA DE MEDELLÍN; Tesis Universidad Nacional de Colombia – Sede Medellín, desarrollada en el año de 1999. Este informe contiene una caracterización geológica, tectónica y geomorfológica del área urbana de la Ciudad de Medellín.

[IV]. ESTUDIO DE LA AMENAZA, ZONIFICACIÓN GEOTÉCNICA, VULNERABILIDAD Y RIESGO SÍSMICO PARA MEDELLÍN; realizado en 1994 por la Universidad EAFIT para el Municipio de Medellín, financiado por el Programa de las Naciones Unidas para el Desarrollo.

[V]. AMENAZA, VULNERABILIDAD Y RIESGO POR MOVIMIENTOS EN MASA, AVENIDAS TORRENCIALES E INUNDACIONES EN EL VALLE DE ABURRÁ; desarrollado por convenio entre la Universidad Nacional de Colombia Sede Medellín, el Área Metropolitana del Valle de Aburrá, Corantioquia y el Municipio de Envigado, en el año de 2009. Este informe establece una zonificación de la amenaza por movimientos en masa e inundaciones en el Área Metropolitana del Valle de Aburrá.

[VI]. DISEÑO DEL SISTEMA METROPOLITANO PARA LA PREVENCIÓN, ATENCIÓN Y RECUPERACIÓN DE DESASTRES DEL VALLE DE ABURRÁ; Desarrollado por el Consocio INGETEC S.A. e Ingeniería y Georiesgos Ltda, en el año de 2007.

[VII]. INFORME DE DIAGNOSTICO GEOTÉCNICO FASE I, DISEÑO CONCEPTUAL Y DETALLADO PARA LA REPOSICIÓN Y OPTIMIZACIÓN DEL SISTEMA DE ALCANTARILLADO DEL SECTOR DENOMINADO CENTRO PARRILLA – GRUPO 1; Desarrollado por INGETEC S.A., en el año de 2012.

[VIII]. INVESTIGACIONES PARA EL ESTUDIO DEL TREN METROPOLITANO, realizado por FUNDAR Ltda Ingeniería de Suelos y Fundaciones, en el año 1986.

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2. METODOLOGÍA Y CRITERIOS DE DISEÑO

A continuación se presenta la metodología de análisis empleada para la caracterización geotécnica, el diseño de la estabilidad de los taludes, el diseño de las cimentaciones de las tuberías y cálculo de los parámetros geotécnicos requeridos en el diseño de las estructuras de concreto.

2.1 INVESTIGACIONES GEOTÉCNICAS

Para la caracterización y diseño geotécnico de las estructuras previstas se ejecutaron 130 investigaciones geotécnicas, que incluyen perforaciones y barrenos, distribuidas dentro de la

zona de estudio como lo muestra la Tabla 2.1. Posteriormente, sobre las muestras recuperadas se

efectuaron ensayos de identificación, clasificación, resistencia al corte y compresibilidad.

Tabla 2.1 Cantidad de perforaciones y barrenos

SECTOR CANTIDAD

1 36

En el Sector 1, se adicionaron 2 perforaciones a las previstas inicialmente, estas se ejecutaron para el estudio del cruce subfluvial situado en el extremo nor-oriental de dicho sector. Estas perforaciones son denominadas S1-001-41 y S1-001-42, y alcanzaron una profundidad de 20 m en ambos casos.

A continuación se presentan los criterios que se establecieron para la ejecución de los ensayos de laboratorio sobre las muestras recuperadas en campo.

2.1.1 Suelos cohesivos

En suelos de carácter cohesivo se practicaron ensayos de clasificación y de resistencia cada 1,5 m y cada 3,0 m de profundidad, respectivamente, siempre y cuando la calidad de las muestras permitiera la ejecución de los ensayos con la calidad suficiente.

Estos ensayos se describen detalladamente a continuación:

Ensayos de Clasificación:

Humedad Natural

Límites de Atterberg

Peso Unitario

Ensayos de resistencia:

Compresión inconfinada.

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Corte directo

Ensayo triaxial (CD)

Los ensayos de compresión inconfinada se programaron cada 1,5 m de profundidad y se solicitó un triaxial o un corte directo cada 3,0 m de profundidad, previa verificación de la calidad de las muestras y la variabilidad del material con respecto a perforaciones cercanas. En algunos casos a pesar que la muestra se observó con una buena calidad para los ensayos solicitados, estos no pudieron realizarse ya que el laboratorio descartó las muestras por ser insuficientes o evaluarlas como de baja calidad.

Para el caso de suelos cohesivos con contenidos de gravas y/o arenas, se realizaron ensayos de granulometría cada 1,5 m.

2.1.2 Suelos granulares

Para suelos granulares se ejecutaron ensayos cada 1,5 m de profundidad:

Ensayos de Clasificación:

Humedad Natural

Peso Unitario

Granulometría

El ensayo de humedad natural se hizo en los casos en que las muestras presentaban contenido de limos.

El ensayo de peso unitario se hizo solamente en aquellos casos en que se logró obtener un núcleo de material granular (suelo granular parcialmente saturado que tenga una alta succión).

2.1.3 Material rocoso

Para el material rocoso se ejecutaron ensayos de compresión simple uniaxial en todos los núcleos recuperados aptos para ser ensayados, obteniéndose un promedio de un ensayo cada 1,5 a 2,0 m, aproximadamente.

2.1.4 Consideraciones particulares

Para el caso de estratos cohesivos menores a 3,0 m, los ensayos solicitados fueron los mismos que los citados anteriormente de forma general paras suelos cohesivos. De igual forma, en el caso de estratos granulares menores a 1,5 m, se solicitaron los ensayos definidos para suelos granulares y se siguieron los mismos criterios en cuanto a su realización.

En consideración a las dificultades identificadas en la obtención de muestras suficientes para ejecución de ensayos triaxiales en el proyecto, se requirió plantear un procedimiento para obtener parámetros de resistencia drenados en la prueba triaxial a partir de las escasas muestras existentes y se decidió utilizar el ensayo triaxial multietapa para suelos.

Es importante tener en cuenta que el ensayo triaxial multietapa es válido para materiales que muestran un comportamiento contráctil o de endurecimiento por deformación, y por esta razón es importante hacer un seguimiento de las curvas de esfuerzo-deformación durante la ejecución del

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ensayo para tomar medidas en caso que se observe un comportamiento dilatante para los esfuerzos de confinamiento bajos.

En términos generales, el procedimiento del ensayo es similar al de la prueba triaxial drenada convencional, sin embargo, el procedimiento multietapa permite emplear una única muestra para estimar los parámetros de resistencia para diferentes esfuerzos de confinamiento.

Teniendo en cuenta que se requiere obtener la resistencia del material para diferentes confinamientos, el procedimiento consiste en llevar dos de los tres puntos del triaxial (los de menor confinamiento) hasta un nivel de deformación que permita movilizar solo una fracción de la resistencia del material, para estos niveles de esfuerzo el valor de esfuerzo en la falla se obtendrá empleando el Modelo hiperbólico. Finalmente, para el mayor esfuerzo de confinamiento la muestra se lleva a la falla siguiendo el procedimiento convencional.

A continuación se presentan los lineamientos para las condiciones particulares del ensayo multietapa, los cuales deberán seguirse en los casos en que el tamaño de muestra no permite la obtención de tres probetas para ejecución del ensayo triaxial drenado convencional.

1. Los esfuerzos de confinamiento deberán definirse de tal forma que cada uno sea el doble del empleado en la etapa anterior, es decir:

𝜎3𝑛+1= 2 ∗ 𝜎3𝑛

2. Una vez se haya consolidado la muestra, se iniciará la etapa de falla y se llevará hasta registrar una deformación unitaria axial del 2,0%.

3. Se dará inicio a la nueva etapa de carga incrementando el esfuerzo de cámara hasta el siguiente esfuerzo de confinamiento. El siguiente paso se inicia una vez se termine la etapa de consolidación.

4. La etapa de falla se llevará nuevamente hasta un 2,0% de deformación axial.

5. Idéntico al paso 3

6. El último punto del ensayo triaxial se llevará hasta alcanzar el cortante en la falla

7. Una vez se termine la prueba, a partir de los datos numéricos de las curvas esfuerzo-deformación se estimarán los esfuerzos últimos para los anteriores puntos 2 y 4. Con base en esta información, se podrá presentar la envolvente de resistencia del ensayo.

2.2 DEFINICIÓN DE PARÁMETROS GEOTÉCNICOS

Los parámetros de resistencia y deformación, se determinan con base en los resultados obtenidos en los ensayos de campo y de laboratorio. Complementariamente, se emplean correlaciones empíricas para verificar y complementar los datos obtenidos en los ensayos de laboratorio. Estas correlaciones se basan en los resultados de ensayo de penetración estándar (SPT) y en las propiedades índices de los suelos. A continuación se describen las metodologías para establecer los parámetros de resistencia y deformación de los suelos.

2.2.1 Parámetros de resistencia y deformación a partir de ensayos de laboratorio

2.2.1.1 Resistencia no drenada y deformación de suelos cohesivos

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Se estima a partir de los ensayos de compresión inconfinada sobre muestras de suelos inalteradas. El módulo de deformación se determina directamente de la curva esfuerzo-deformación unitaria construida a partir de las mediciones realizadas en el ensayo.

2.2.1.2 Resistencia drenada y deformación de suelos cohesivos y granulares

Se caracteriza mediante los parámetros de ángulo de resistencia al corte efectivo (’) e intercepto de cohesión efectivo (c’), los cuales se obtienen a partir de ensayos de corte directo (CD) y triaxiales consolidados drenados (CD) y sobre muestras inalteradas de suelo.

2.2.1.3 Resistencia a compresión simple del material rocoso

Se estima la resistencia de la roca intacta (ci) a partir del ensayo de resistencia a compresión simple uniaxial sobre los núcleos de roca recuperados en las perforaciones.

2.2.2 Parámetros de resistencia y deformación a partir de correlaciones empíricas

2.2.2.1 Resistencia al corte no drenada

La resistencia al corte no drenada (Su) de los suelos cohesivos se determina a partir de la correlación empírica propuesta por Schmertmann (1975) entre la resistencia a la compresión inconfinada (qu) y el número de golpes por pie (N) obtenido a partir del ensayo de penetración estándar (SPT). La resistencia al corte no drenada (Su), se calcula como la mitad de qu. Esta

correlación se presenta en la Figura 2.1.

Figura 2.1 Correlación entre NSPT y qu (Schmertmann, 1975)

La correlación propuesta por Schmertmann no se recomienda para valores de SPT superiores a los 30 golpes porque proporciona resultados excesivamente elevados y por ello, se consideraron adicionalmente otras correlaciones, como las propuestas por Hara o Stroud, que se muestran en la

Tabla 2.2.

1

1

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Tabla 2.2 Correlación empírica para estimar la resistencia al corte no drenada (Su)

Correlación Referencia

29 N600,72 Hara et al, 1971

4,4 N60 Stroud, 1974

De igual forma, cuando se cuentan con valores de ensayos de clasificación y límites de consistencia en materiales finos, se emplea la correlación propuesta por Yilmaz (2000) en la que mediante el valor del índice de liquidez (IL), se puede hacer un estimativo de la resistencia no

drenada (Su). La gráfica y la ecuación de correlación se presentan en la Figura 2.2.

Figura 2.2 Relación entre la resistencia al corte no drenada (Su) y el Índice de Liquidez. (Yilmaz, 2000)

2.2.2.2 Resistencia al corte drenada de suelos granulares

El ángulo de resistencia efectivo para suelos granulares se determina de acuerdo con los resultados del ensayo de penetración estándar, basados en las correlaciones de Meyerhof (1965), Peck, Hanson y Thornburn (1974), Schmertmann (1975) y Hatanaka y Uchida (1996), tal como se

presenta en la Tabla 2.3.

Tabla 2.3 Correlaciones empíricas para estimar el ángulo de fricción de suelos granulares a partir del ensayo SPT.

REFERENCIA CORRELACIÓN

Meyerhof, 1965 23,7+0,57N60-0,0006(N60)2

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REFERENCIA CORRELACIÓN

Peck, Hanson & Thornburn, 1974 27,1+0,30N60-0,00054(N60)2

Schmertmann, 1975

34,0

0

1

'3,202,12

tan

ap

N

Hatanaka & Uchida, 1996 2020 60 N

Así mismo, para suelos arenosos puede emplearse la normativa rusa de caracterización de

depósitos cuaternarios (SNiP II-15-74, 1975) presentada en la Tabla 2.4.

Tabla 2.4 Parámetros geotécnicos normalizados de suelos arenosos (norma rusa SNiP II- 15-74 Cimentaciones de edificios y estructuras, Gosstroy URSS, Moscú, 1975).

TIPO PARÁMETRO

VALORES CARACTERÍSTICOS PARA UN ÍNDICE DE POROS e

0,45 0,55 0,65 0,75

Arenas con grava

c 0,02 0,01 - -

43,00 40,00 38,00 -

E 500,00 400,00 300,00 -

Arenas medias

c 0,03 0,02 0,01 -

40,00 38,00 35,00 -

E 500,00 400,00 300,00 -

Arenas finas

c 0,06 0,04 0,02 -

38,00 36,00 32,00 28,00

E 480,00 380,00 280,00 180,00

Arenas limosas

c 0,08 0,06 0,04 0,02

36,00 34,00 30,00 26,00

E 390,00 230,00 180,00 110,00

2.2.2.3 Resistencia al corte drenada de suelos cohesivos

La estimación de los parámetros de resistencia drenada para suelos cohesivos puede realizarse mediante las diferentes correlaciones propuestas por diversos autores y presentadas a continuación:

U.S Army Corp of Engineers: El Cuerpo de Ingenieros de los Estados Unidos sugiere la

estimación del ángulo de resistencia (’) a partir del índice de plasticidad (IP) de suelos cohesivos. La estimación se realiza de manera directa mediante la lectura del límite inferior de

la Figura 2.3.

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Figura 2.3 Relación entre el ángulo de fricción y el Índice de Plasticidad de suelos cohesivos (U. S. Army Corp of Engineers)

Normativa Rusa (SNiP II-15-74, 1975): Mediante la normativa rusa de caracterización de

depósitos cuaternarios (SNiP II-15-74, 1975) presentada en la Tabla 2.5, es posible estimar el

ángulo de resistencia drenado y la cohesión efectiva de los suelos cohesivos de acuerdo con su composición, índice de liquidez y relación de vacíos.

Tabla 2.5 Parámetros geotécnicos normalizados de sedimentos arcillosos cuaternarios (norma rusa SNiP II-15-74 Cimentaciones de edificios y estructuras, Gosstroy URSS,

Moscú, 1975)

TIP

O

pl

p

Lww

wwI

PARÁMETRO


0,45 0,55 0,65 0,75 0,85 0,95 1,05

Are

no

so

25.00 LI c’ 0,15 0,11 0,08 - - - -

' 30,00 29,00 27,00 - - - -

75.025.0 LI c’ 0,13 0,09 0,06 0,03 - - -

' 28,00 26,00 24,00 21,00 - - -

Lim

oso

25.00 LI c’ 0,47 0,37 0,31 0,25 0,22 0,19 -

' 26,00 25,00 24,00 23,00 22,00 20,00 -

50.025.0 LI c’ 0,39 0,34 0,28 0,23 0,18 0,15 -

' 24,00 23,00 22,00 21,00 19,00 17,00 -

75.050.0 LI c’ - - 0,25 0,20 0,16 0,14 0,12

' - - 19,00 18,00 16,00 14,00 12,00

Arc

illo

so

25.00 LI c’ - 0,81 0,68 0,54 0,47 0,41 0,36

' - 21,00 20,00 19,00 18,00 16,00 14,00

50.025.0 LI c’ - - 0,57 0,50 0,43 0,37 0,32

' - - 18,00 17,00 16,00 14,00 11,00

75.050.0 LI c’ - - 0,45 0,41 0,36 0,33 0,29

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TIP

O

pl

p

Lww

wwI

PARÁMETRO


0,45 0,55 0,65 0,75 0,85 0,95 1,05

' - - 15,00 14,00 12,00 10,00 7,00

2.2.2.4 Consideraciones especiales para el uso de correlaciones en la estimación de los resistentes de los suelos

En los suelos encontrados en el área de estudio del presente proyecto, se observa que el empleo de la normativa rusa de caracterización de suelos cuaternarios (SNiP II-15-74, 1975), presenta una sobreestimación sistemática de la cohesión efectiva (c’) y una subestimación del ángulo de fricción

(’) respecto a los valores de los mismos parámetros que proporcionan los ensayos de resistencia ejecutados en el laboratorio (Corte Directo y Triaxial). Ante esta situación resulta necesaria la realización de un ajuste de la correlación a partir de los datos proporcionados por los ensayos de resistencia efectuados en el laboratorio.

Tras realizar la zonificación geotécnica y la caracterización de los estratos de suelo presentes en cada zona, existen estratos sin información de ensayos de resistencia. En estos casos, la metodología empleada ha seguido los siguientes criterios, en orden de prioridad:

1. Se estudia si existe otro estrato con características similares del terreno, como son los valores

de humedad natural (), contenido de finos, peso unitario () o índice de plasticidad (IP) y que disponga de ensayos de resistencia. Si se cumple esta condición, se adoptan los parámetros resistentes de dicho estrato.

2. En caso de no verificarse el punto anterior, se estiman los parámetros resistentes del suelo mediante la citada anteriormente, normativa rusa, pero con la aplicación previa de un ajuste para los suelos encontrados en este proyecto en particular.

Para el ajuste de la correlación se ha realizado un análisis estadístico con los valores del ángulo de resistencia drenado y la cohesión efectiva estimados mediante la normativa rusa y los valores obtenidos en los ensayos de laboratorio para las mismas muestras.

Los resultados de este análisis han permitido obtener un factor de corrección que ajuste los valores estimados mediante la normativa rusa a los valores obtenidos en los ensayos de laboratorio. Las siguientes expresiones muestran el factor de corrección deducido en cada caso:

c’Laboratorio = 0,43 c’NormativaRusa

’Laboratorio = 2,05 ’NormativaRusa

Estas relaciones se han obtenido exclusivamente para los suelos encontrados en el área de estudio y no son extrapolables para otros tipos de suelos, con distintas características.

2.2.2.5 Consideraciones especiales en la estimación de parámetros resistentes

Las correlaciones anteriormente presentadas hacen referencia a suelos puramente cohesivos o granulares. En el caso de suelos que combinan ambos componentes, hecho que ocurre en la mayoría de las ocasiones, se recomienda el análisis desde ambos puntos de vista, obteniendo unos parámetros intermedios entre las correlaciones.

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2.2.3 Módulo de deformación

El módulo de deformabilidad de Young en suelos cohesivos se estimó, en primera instancia, con las curvas de carga registradas en los ensayos de compresión inconfinada, y en otras ocasiones, con las siguientes correlaciones empíricas (Bowles 1996):

𝐸𝑠 = (200 𝑎 500) ∗ 𝑆𝑢 Para arcilla sensitiva normalmente consolidada

𝐸𝑠 = (750 𝑎 1200) ∗ 𝑆𝑢 Para arcilla no sensitiva normalmente consolidada y arcilla ligeramente sobreconsolidada

𝐸𝑠 = (1500 𝑎 2000) ∗ 𝑆𝑢 Para arcilla altamente sobreconsolidada

Dónde:

Es: Módulo de Young (kN/m2)

Su: Resistencia a la compresión no drenada (kN/m2)

El módulo de Young en suelos granulares se estimó empleando las correlaciones que se presentan

en la Tabla 2.6.

Tabla 2.6 Correlaciones empíricas para estimar el módulo de Young (E) en suelos granulares a partir del ensayo SPT

TIPO DE SUELO CORRELACIÓN (kPa) REFERENCIA

Gravas 600 (N+6) N ≤ 15 600 (N+6)+2000 N > 15

Bowles, 1996

Arenas saturadas 250 (N+15) Bowles, 1996

Arenas (Normalmente consolidadas) 500 (N+15) Bowles, 1996

Arenas 8 N60 100 Schmertmann, 1973

Los módulos obtenidos mediante las ecuaciones de correlación presentadas anteriormente, son comparados con los intervalos de valores típicos de Es de acuerdo al tipo de suelo reportado por

Bowles (1986, Figura 2.4).

1

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Figura 2.4 Intervalos de valores del módulo de elasticidad (Es) para diferentes suelos

Los valores de índice de compresión virgen (Cc) e índice de recompresión (Cr) empleados en el cálculo de los asentamientos por consolidación, se estimaron a partir de correlaciones en función

de propiedades índice propuestas por los autores relacionados en la Tabla 2.7.

Tabla 2.7 Correlaciones empíricas para estimar Cc y Cr

AUTOR ECUACIÓN DE CORRELACIÓN

Dónde:

wL: Límite líquido

e0: Relación de vacíos

wL: Humedad natural

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sat: Peso unitario saturado

dry: Peso unitario seco

IP: Índice de plasticidad

CP: Porcentaje de arcilla

Gs: Peso específico del suelo

Adicionalmente a las anteriores correlaciones, según lo indicado por Bowles, el índice de recompresión puede estimarse como el 10% del índice de compresión Cc.

2.3 METODOLOGÍAS DE DISEÑO

2.3.1 Consideraciones generales

Para el desarrollo de los diseños geotécnicos, se tuvieron en cuenta las recomendaciones descritas en el Capítulo G2 “Aspectos Geotécnicos” de la Resolución 1096 del 17 de Noviembre de 2000 por la cual se adopta el Reglamento Técnico para el sector de Agua Potable y Saneamiento Básico – RAS-2000. Este documento incluye entre otros lineamientos los descritos a continuación:

Estudio Geotécnico: Definiciones, tipo y alcance

Investigación del Subsuelo: Clasificación de las excavaciones, ensayos de campo y laboratorio

Diseño Geotécnico: Seguridad ante la falla, pérdida de capacidad de servicio y drenajes

Rellenos y compactación de zanjas.

2.3.2 Estabilidad de excavaciones y taludes de corte

La evaluación de la estabilidad general de los taludes de excavación se realizó mediante el método de Spencer en el programa Slide 5.0 ®. El factor de seguridad básico se define como la relación entre los esfuerzos resistentes y los esfuerzos cortantes actuantes. De acuerdo con el Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-10 en su Capítulo H.2 Definiciones, los

factores de seguridad básicos mínimos directos son los presentados en la Tabla 2.8.

Tabla 2.8 Factores de seguridad básicos mínimos directos

CONDICIÓN FSB MÍNIMO

DISEÑO CONSTRUCCIÓN

Taludes – condición estática y agua subterránea normal. 1,50 1,25

Taludes – condición seudo-estática con agua subterránea normal y coeficiente sísmico de diseño.

1,05 1,00(*)

(*) Nota: Los parámetros sísmicos seudo estáticos de construcción serán el 50% de los de diseño. (Fuente: Reglamento colombiano de construcción sismo resistente NSR-10).

Adicionalmente al análisis de la estabilidad de los taludes de excavación, se estudia la posibilidad de ocurrencia de una falla de fondo en la excavación para terrenos cohesivos y se obtiene un factor de seguridad para este fenómeno, mediante el empleo de la siguiente formulación, propuesta por Bjerrum y Eide (1956):

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H

cNFS C

Dónde:

FS: factor de seguridad frente al levantamiento de fondo. Se recomienda un factor de seguridad FS ≥ 1,5.

c: cohesión en condiciones no drenadas

Nc: factor de capacidad de carga, que adopta el siguiente valor, en función de las razones L/B y H/B:

a. B/L = 0 (cortes infinitamente largos):

i. Si H/B = 0 Nc = 5,14

ii. Si H/B ≥ 4 Nc = 7,60

b. B/L = 1 (cortes cuadrados):

i. Si H/B = 0 Nc = 6,3

ii. Si H/B ≥ 4 Nc = 9,0

c. 0 < B/L < 1 (cortes rectangulares):

)16.084.0()()tan(L

BNN cuadradoCgulorecC

B: ancho de la zanja

L: longitud del tramo de zanja abierto (se estima una longitud de zanja abierta teniendo en cuenta la longitud de los tramos de tubería, la distancia para unión con el tramo anterior, una distancia para colocación y manejo de la tubería y la inclinación del frente de la excavación y del talud de llenado, de acuerdo con el proceso constructivo definido)

H: profundidad de la zanja

: peso unitario del terreno situado por encima del fondo de la zanja

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Figura 2.5 Modelo de falla por levantamiento de fondo

Puesto que el análisis se realiza para excavaciones temporales, se adoptan parámetros no drenados del suelo y debido a los elevados valores de cohesión no drenada (Su), no se espera que se produzcan fallas de fondo en los suelos cohesivos.

En el caso de los terrenos granulares, concretamente en arenas, generalmente el fondo de la excavación es estable, pero en caso de que exista nivel freático dentro de la excavación y sea necesario desaguarse, debe revisarse el factor de seguridad contra tubificación. El fondo de la excavación es estable siempre y cuando, el nivel de agua dentro de la excavación sea mayor al nivel freático.

Este fenómeno se puede evitar mediante el hincado de tablestacas, que cortan el flujo de agua hacia el interior de la excavación. La profundidad mínima de empotramiento de las tablestacas se

estima mediante la Figura 2.6.

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Figura 2.6 Influencia de la infiltración sobre la estabilidad de excavaciones con tablestacas (US Department of the Navy,1971)

El significado de las variables de entrada usadas en el gráfico anterior, se muestra en la Figura 2.7,

mostrada a continuación:

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Figura 2.7 Modelo de falla por levantamiento de fondo

2.3.2.1 Entibado

En caso de requerirse el uso de entibado, su diseño se realiza en función de los empujes que deben soportar. Para ello, se debe calcular la distribución de esfuerzos horizontales sobre el entibado como suma del empuje de tierras, la carga muerta (edificios), la carga viva (tráfico) y el empuje debido al agua. El entibado escogido debe ser capaz de soportar el valor máximo alcanzado por el esfuerzo total en la profundidad de la zanja. La distribución de esfuerzos en profundidad describe curvas distintas según el tipo de terreno y los niveles de apuntalamientos previstos. El cálculo de los empujes se realizó dependiendo de los niveles de apuntalamiento. Para excavaciones inferiores a 2,50 m se estableció que solamente se requiere un nivel de apuntalamiento y los empujes de tierra corresponderán con un diagrama triangular típico.

Para excavaciones superiores a 2,50 m se estableció que se requieren dos o más niveles de apuntalamiento y los empujes de tierra se calcularon con diagramas aparentes, como los

presentados a continuación en la Figura 2.8.

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Figura 2.8 Diagramas aparentes de presión para cortes en distintos tipos de suelo

Dónde:

: peso unitario del terreno

H: altura de corte

Ka: coeficiente de presión activa de Rankine (tan2(45°- /2)

El diagrama de la izquierda corresponde a la envolvente de presión aparente para cortes en arena según Peck (1969). El diagrama central muestra la envolvente de presión aparente para cortes en arcillas blandas y medias, mientras que el diagrama situado a la derecha representa la envolvente de presión aparente para cortes en arcillas firmes, según Peck (1969).

2.3.2.2 Tablestacado

Cuando el terreno presenta una cohesión reducida y con permeabilidad alta, el flujo de agua puede arrastrar las partículas del suelo hacia el interior de la excavación, incluso por debajo del entibado, dando lugar a inestabilidades en paredes y fondo de la zanja. En este caso, se debe recurrir al uso de tablestacas, que profundizan bajo el fondo de la excavación e interrumpen el flujo de agua.

Para el cálculo del tablestacado se debe comprobar la estabilidad de la tablestaca y verificar el perfil metálico a emplear.

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La primera comprobación, referente a la estabilidad, consiste en el análisis de la relación entre el momento equilibrante producido por el empuje pasivo en el lado de la excavación, y el momento desequilibrante, producido por el empuje activo de las tierras que soporta el tablestacado. Se incluye la longitud de empotramiento de la tablestaca.

Se realiza el cálculo de la estabilidad de la tablestaca en voladizo considerando el empuje de tierras, el empuje debido al agua y también se incluye una sobrecarga en superficie.

La metodología seguida se representa en la Figura 2.9, aunque sólo se incluye la representación

del empuje de tierras y de la presión de agua, pero no el empuje debido a la sobrecarga existente en superficie.

Figura 2.9 Diagramas de presión neta y ley de momentos sobre una tablestaca

En la parte izquierda de la figura (a), se muestra los diagramas de presión neta, mientras que en la parte izquierda de la figura (b), se representa la ley de momentos en la tablestaca y la posición del momento máximo, que servirá para la definición del perfil de la tablestaca.

La profundidad teórica de empotramiento (D) es igual a la suma de las siguientes longitudes:

D = L3 + L4

Este valor se incrementa con un factor de FS = 1,2, dando lugar a la longitud de empotramiento real (D’):

D’ = 1,2 D

Finalmente la profundidad total de la tablestaca se obtiene con la siguiente expresión:

L = L1 + L2 + 1,2 (L3 + L4) = L1 + L2 + D’

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Respecto al perfil metálico a emplear en la tablestaca, éste puede obtenerse a partir del momento máximo mediante la siguiente fórmula:

adm

máxMS

Dónde S es el módulo resistente de la sección de la tablestaca por unidad de longitud de la

estructura y adm es el esfuerzo admisible a flexión de la tablestaca.

Los resultados obtenidos con la metodología descrita pueden compararse con valores típicos obtenidos de literatura técnica, como los recomendados por Teng (1962) para suelos granulares y

que se muestran a continuación en la Tabla 2.9.

Tabla 2.9 Correlaciones empíricas para estimar la profundidad de empotramiento (D)

DENSIDAD DEL SUELO PROFUNDIDAD DE EMPOTRAMIENTO (D)

Densa 0,75 H

Medianamente densa 1,00 H

Suelta 1,50 H

Muy suelta 2,00 H

la profundidad de empotramiento (D) en función de la densidad o compacidad del suelo granular, de modo orientativo.

Otra forma de estimar de forma inicial la profundidad de empotramiento es la utilización de gráficos,

como el mostrado en la Figura 2.10, que relación el ángulo de fricción (’) con la relación d’/h,

siendo h la profundidad de la excavación y d’ la profundidad de empotramiento teórica.

Figura 2.10 Correlaciones empíricas para estimar la profundidad de empotramiento (D)

EPM S.A. E.S.P.





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33

Esta correlación fue obtenida con un factor de seguridad aplicado sobre KP de FS = 1,5 y un peso unitario del suelo de 20 kN/m3.

2.3.3 Capacidad Portante

El cálculo de la capacidad portante admisible para las estructuras de alivio se realizó empleando las ecuaciones propuestas por Vesic y Hansen, y se adoptó un factor de seguridad de tres para determinar la capacidad admisible del suelo.

𝑞𝑢𝑙𝑡 = 𝑐𝑁𝑐𝑠𝑐𝑑𝑐𝑖𝑐𝑔𝑐𝑏𝑐 + �̅�𝑁𝑞𝑠𝑞𝑑𝑞𝑖𝑞𝑔𝑞𝑏𝑞 + 0.5𝛾𝐵′𝑁𝛾𝑠𝛾𝑑𝛾𝑖𝛾𝑔𝛾𝑏𝛾

Dónde

c = Cohesión q = Esfuerzo efectivo a nivel de fondo de la cimentación = peso específico del suelo

B = Ancho de la cimentación

Nc, Nq, N = Factores de capacidad de carga

Sc, Sq, S= Factores de forma

dc, dq, d = Factores de profundidad

ic, iq, i = Factores debidos a la inclinación de la carga

gc, gq, gFactores debidos a la inclinación de terreno

bc, bq, b = Factores debidos a la inclinación de la base

2.3.4 Asentamientos

Los asentamientos se clasifican como inmediatos (elásticos) y por consolidación. Los asentamientos inmediatos son aquellos que toman lugar cuando la carga es aplicada dentro de un periodo de tiempo muy corto. Los asentamientos por consolidación son aquellos dependientes del tiempo y toman meses o años en desarrollarse.

Los análisis de asentamientos inmediatos son usados para todos los suelos granulares, limos y arcillas con un grado de saturación menor al 90% y para todos los suelos de grano grueso con grandes coeficientes de permeabilidad. Los análisis de asentamientos por consolidación son usados para todos los suelos de grano fino saturados o con un grado de saturación mayor al 90%, donde la teoría de consolidación se aplica.

Ambos tipos de análisis de asentamientos son de la forma:

1i

i

H

i

H si

qh H

E

1 a i n

2.3.4.1 Asentamientos elásticos

Los asentamientos elásticos (Se) de una cimentación superficial apoyada en suelos arcillosos se estiman empleando la siguiente expresión formulada por Harr (1976):

20 1s

BqSe

E

EPM S.A. E.S.P.





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Dónde:

sE= módulo de elasticidad del suelo

B = ancho del cimiento

0q = carga por unidad de área sobre la superficie cargada

= relación de Poisson del suelo = coeficiente dado en función de L/B

Los asentamientos elásticos para suelos granulares se estiman empleando la metodología propuesta por Schmertman y Hartman (1968). Las ecuaciones para este análisis son las siguientes:

2

1 2

0

z

ze

s

IS C C q q z

E

Dónde:

1 1 0.5q

Cq q

2 1 0.2log0.1

tC

zI = factor de influencia de la deformación unitaria

sE = módulo de elasticidad

z = espesor del estrato

1C = factor de corrección para la profundidad de empotramiento

2C = factor de corrección para tomar en cuenta el flujo plástico

q= esfuerzo a nivel de la cimentación

q= sobrecarga

2.3.4.2 Asentamientos por consolidación

Los asentamientos unidimensionales por consolidación para suelos arcillosos saturados se estiman por medio de ecuaciones de la forma:

01c

eS H

e

Dónde:

e = cambio total de la relación de vacíos casada por la aplicación de carga adicional sobre el estrato de suelo

0e= relación de vacíos de estrato arcilloso entes de la aplicación de la carga

La Tabla 2.10 presenta las ecuaciones para la estimación del asentamiento por consolidación

según el estado de esfuerzos del suelo.

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35

Tabla 2.10 Ecuaciones para el cálculo de asentamientos por consolidación

CASO CONDICIÓN ECUACIÓN DE ASENTAMIENTO

Suelo Normalmente consolidado p''

0

0

o

0c

'

''LogCc

e1

H

Suelo Sobreconsolidado p'''0

p

0

0

p

o

0c

'

''LogCc

'

'LogCr

e1

H

Suelo Sobreconsolidado p'''0

0

0

o

0c

'

''LogCr

e1

H

’0: Esfuerzo efectivo inicial

’: Incremento de esfuerzo vertical

’p: Esfuerzo de preconsolidación Ho: Espesor del estrato e0: relación inicial de vacíos Cc: índice de compresión virgen Cr: Índice de recompresión

La evaluación de los asentamientos diferenciales se realizó de acuerdo a lo indicado en la NSR-10, calculando la diferencia entre los valores de asentamiento totales (elásticos y por consolidación) correspondiente a dos partes diferente de la estructura. Los valores de los asentamientos

diferenciales calculados se limitan a los valores mostrados en la Tabla 2.11, expresados en función

de l (distancia entre apoyos o columnas de acuerdo con el tipo de construcción).

Tabla 2.11 Valores máximos de asentamientos diferenciales (NSR-10, numeral H.4.9.3)

TIPO DE CONSTRUCCIÓN MÁX

Edificaciones con muros y acabados susceptibles de dañarse con asentamientos menores

𝑙

1000

Edificaciones con muros de carga en concreto o en mampostería

𝑙

500

Edificaciones con pórticos en concreto, sin acabados susceptibles de dañarse con asentamientos menores

𝑙

300

Edificaciones en estructura metálica, sin acabados susceptibles de dañarse con asentamientos menores

𝑙

160

2.3.5 Módulo de Balasto

2.3.5.1 Módulo de reacción vertical

En el método flexible aproximado de losas de fundación, se supone que el suelo equivale a un infinito número de resortes de tipo elástico (cimentación tipo Winkler). La constante elástica de tales resortes se denomina módulo de reacción de la subrasante.

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36

Figura 2.11 Semiespacio de Winkler

Para el análisis estructural de una losa flexible se debe evaluar el módulo de reacción de la subrasante (k), el cual se define como:

k = q/

Dónde:

q = carga por unidad de área

= asentamiento que sufre un cimiento de ancho B ante la carga aplicada

Figura 2.12 Modelo de interacción estructura-terreno de Winkler

El valor de k no es una constante de un suelo dado. Depende de la longitud y ancho B del cimiento, y de la profundidad de desplante de la fundación.

2.3.6 Cimentación y rellenos de las tuberías

Para el diseño de la cimentación y el relleno de la zanja donde se localizarán las tuberías, se tomaron en cuenta las especificaciones y recomendaciones de la sección G.2.5 del RAS2000, la cuales se basan en las características geotécnicas de los materiales empleados como cimentación y relleno.

En la Tabla 2.12 se muestran las condiciones límites que se deben verificar para las tuberías, de

acuerdo al material a utilizar.

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37

Tabla 2.12 Condiciones límites para verificación

MATERIAL DE TUBERÍA CLASIFICACIÓN

POR RIGIDEZ

DE

FL

EX

IÓN

PA

ND

EO

(W

AL

L

BU

CK

LIN

G)

RO

TU

RA

DE

P

AR

ED

(WA

LL

CR

US

HIN

G)

FL

EX

IÓN

(BE

ND

ING

S

TR

ES

S)

CA

RG

AS

CO

MB

INA

DA

S

(CO

MB

INE

D

LO

AD

ING

)

Cloruro de Polivinilo, PVC

Flexible

X X X

Poliéster reforzado con fibra de vidrio, GRP

X X

X

Polietileno, PE X X

Acero, SP X X

Hierro dúctil, DIP

Semi - rígida

X

X

Concreto reforzado, tipo cilindro de acero con refuerzo de varilla,

CCP X

2.3.6.1 Cargas muertas

Las propiedades del suelo que interactúa con las tuberías flexibles influyen en su comportamiento al igual que la forma de la cimentación (apoyo inferior de la tubería), ya que se pueden producir concentraciones de presión de los suelos sobre las tuberías. El empleo de materiales adecuados con una buena densidad alrededor de las tuberías limitan las deflexiones a valores permisibles.

Por lo tanto, el suelo, su colocación y tratamiento, así como las propiedades de los ductos, sean rígidos o flexibles, son importantes en el diseño de cualquier sistema de tuberías enterradas. Las tuberías rígidas y flexibles difieren en su comportamiento ante las cargas provenientes de los rellenos. Una tubería rígida (concreto, arcilla vitrificada o hierro colado) no se puede deformar materialmente sin sufrir agrietamientos. Por otra parte, una tubería perfilada de PVC puede deformarse considerablemente sin sufrir daños estructurales.

En un sistema con tubería rígida la totalidad de la carga proveniente del relleno es resistida por la fortaleza misma de la tubería, puesto que el suelo a los lados del tubo tiende a consolidarse y por lo tanto a deformarse como producto de la carga. Una tubería flexible al ser sometida a cargas, sufre una deformación que provoca el desarrollo de presiones laterales que contribuyen a soportar

esas cargas ver Figura 2.13.

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38

Figura 2.13 Tubería flexible enterrada en una zanja

La deformación del relleno aumenta los esfuerzos cortantes entre éste y el muro de excavación reduciendo así en cierta medida la carga total sobre el tubo. Como resultado, la carga trasmitida a una tubería flexible es menor que en un conducto rígido a igualdad de altura de relleno HR.

Sin embargo, para efectos de diseño es conveniente considerar la llamada carga de prisma cuando

se trabaja con tuberías flexibles, como se muestra en la Figura 2.14.

Figura 2.14 Carga de prisma sobre la tubería

𝑃 = 𝛾𝐻𝑅

Dónde:

P: presión debida al peso del suelo a la profundidad HR.

: peso volumétrico total del suelo.

HR: profundidad del relleno sobre la corona del tubo.

Así mismo, la teoría de carga de Marston para una tubería flexible, se basa en el caso especial que el tubo y el relleno alrededor del mismo tengan una misma rigidez, por lo que la proporción de carga muerta sobre el tubo se puede asignar virtualmente con base en el ancho de la excavación

como se muestra a continuación en la Figura 2.15.

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39

Figura 2.15 Proporcionalidad de la carga de acuerdo a la teoría de Marston

𝑊𝑐 = 𝐶𝑑𝛾𝐵𝑑2𝐷

𝐵𝑑= 𝐶𝑑𝛾𝐷𝐵𝑑

Dónde:

Wc: carga muerta en un tubo flexible por unidad de longitud (kg/m).

Cd: coeficiente de carga.

Bd: ancho de la zanja encima de la corona del tubo (m).

D: diámetro externo del tubo (m).

: peso volumétrico total del relleno (kg/m3).

𝐶𝑑 = 1 − 𝑒−2𝐾𝜇(

𝐻𝑅

𝐵𝑑)

2𝑘𝜇

Dónde:

e: base de los logaritmos naturales.

K: coeficiente de empuje activo de Rankine.

µ: coeficiente de fricción del relleno.

HR: altura de relleno sobre la corona del tubo (m)

Bd: ancho de la zanja (m)

En la Tabla 2.13 se presentan valores aproximados para el coeficiente de presión de tierras y para

el coeficiente de fricción contra las paredes de la zanja como función del tipo de suelo y su peso específico.

Tabla 2.13 Pesos unitarios coeficientes activo de Rankine y coeficiente de fricción para diferentes tipos de suelo.

TIPO DE SUELO (kg/m3) COEFICIENTE

ACTIVO RANKINE COEFICIENTE DE

FRICCIÓN (µ)

Suelo suelto 1445 0,33 0,50

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40

Suelo saturado 1766 0,37 0,40

Arcilla parcialmente compactada 1605 0,33 0,40

Arcilla saturada 1926 0,37 0,30

Arena seca 1605 0,33 0,50

Arena húmeda 1926 0,33 0,50

Para el caso de tuberías rígidas, la formulación empleada para la estimación de la carga muerta difiere ligeramente de la usada para el caso flexible y viene definida por la siguiente expresión:

𝑊𝑐 = 𝐶𝑑𝛾𝐵𝑑2

Dónde:

Wc: carga muerta en un tubo flexible por unidad de longitud (kg/m).

Cd: coeficiente de carga, definido anteriormente.

Bd: ancho de la zanja encima de la corona del tubo (m).

: peso volumétrico total del relleno (kg/m3).

2.3.6.2 Cargas vivas

Las cargas sobre las superficies de las estructuras destinadas al transporte terrestre que pueden ser estáticas o bien dinámicas provenientes del tráfico de vehículos, se denominan cargas vivas. Según el Código Colombiano de Diseño Sísmico de Puentes del Ministerio de transporte las cargas máximas permisibles de los ejes de los vehículos que pueden circular por las carreteras

colombianas son como indica la Tabla 2.14.

Tabla 2.14 Cargas máximas por eje (kg) según el Ministerio de Transporte e lnvías

EJE SENCILLO (kg) EJE TÁNDEM (kg)

10000 15000

Estos valores pueden incrementarse hasta en un 15% para efectos de diseño. El Eje Simple presenta un apoyo en cada uno de sus extremos y el Eje Doble o Tándem presenta dos apoyos separados por una distancia de 1,20 m en sentido longitudinal (de avance) del vehículo.

La superficie de apoyo de cada extremo del eje viene determinada por un rectángulo de dimensiones BxL (en sentido transversal y longitudinal del vehículo, respectivamente).Los valores de B y L se calculan, partiendo del peso por eje (P) y de la presión de inflado de llantas (Pt), por las siguientes relaciones experimentales

𝐵 = √𝑃

𝑃𝑡 𝑦 𝐿 =

𝐵

√2

Dónde:

P: peso por eje, kg

Pt: presión de inflado de las llantas, kg/cm2

B: ancho de la superficie de apoyo de las llantas, cm

L: largo de la superficie de apoyo de las llantas, cm

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41

Cargas de eje simple

Partiendo de esta superficie de apoyo en la capa de rodadura y para obtener la distribución presiones en las diferentes profundidades de enterramiento, consideramos un tronco pirámide cuyas caras laterales forman un ángulo a con la vertical, tal que tangente α es igual a 0,60.

Se calcula la presión sobre el tubo en el plano rectangular MxN que se encuentra a una profundidad HR de la superficie por el método del tronco de pirámide. El matemático francés Boussinesq calculó la distribución de esfuerzos en un medio elástico semi-infinito debida a la aplicación de una carga puntual situada en la superficie. La solución asume un medio elástico, isotrópico y homogéneo lo cual no concuerda con el suelo, sin embargo, los experimentos han demostrado que la solución aplicada a los suelos genera muy buenos resultados.

El método del tronco de pirámide produce resultados más conservadores que la solución de Boussinesq ya que no considera elasticidad alguna del medio de suelo:

𝑃𝑜 =𝑃/2

(𝑏 + 1,2𝐻𝑅)(𝐿 + 1,2𝐻𝑅)

Dónde:

Po: presión en kg/cm2 que actúa sobre la superficie que se encuentra a la profundidad HR (cm).

HR: profundidad a considerar (cm).

P: carga por eje (kg).

B y L: son iguales a 34,30 y 24,25 para eje sencillo, y para eje tándem 29,70 y 21,00.

Cargas de eje doble o Tándem

Para el caso de Eje Doble la carga máxima permitida por eje es de 7500 kg, es decir, 15000 kg por tándem.

Para el Eje Simple los valores de Po son mayores que para el caso del Eje Doble. No obstante, en este último caso, se produce un traslape de los esfuerzos en el sentido de avance del vehículo. Este traslape se produce a partir de una cierta profundidad debido a que los apoyos del eje tándem están distanciados solamente 1,20 m.

Según se muestra en la Figura 2.16, y de acuerdo con la teoría de distribución de la pirámide, el

traslape de esfuerzos se produce a partir de los 80 cm de profundidad (H1 = 80 cm).

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Figura 2.16 Carga vehicular de eje doble (tándem) superpuestas sobre tubo flexible

A partir de la profundidad H1 debe considerarse como sobrecarga de tráfico el doble del valor obtenido en el caso de Eje Simple, actuando en una anchura:

N1 = 1,2 x H2

H2 = HR - 80

N1 = 1,2 (HR-80) = 1,2 x HR - 96 (N1 y HR en cm)

Para el caso HR = 80 cm, N1 sería nulo, se corrige la profundidad HR en base a que el valor de N1 sea significativo, por ejemplo 10 cm. Entonces:

10 = 1,2 x HR-96

HR = 106 / 1,2 = 88,33 cm

Por lo anterior, se toma como mínimo para considerar la acción traslapada del Eje Doble, un valor HR de 90 cm.

Estos criterios son de especial importancia al calcular losas de concreto para la protección de tuberías flexibles que están instaladas con recubrimientos mínimos.

Otro aspecto importante al considerar las cargas vivas es el llamado "factor de impacto". La

Tabla 2.15 indica el valor del factor de impacto como función del recubrimiento HR.

Tabla 2.15 Factor de impacto Vs altura del recubrimiento del tubo

ALTURA DEL RECUBRIMIENTO (m) FACTOR DE IMPACTO IF

0,00 - 0,30 1,50

0,31 - 0,60 1,35

0,61 - 1,00 1,15

> 1,00 1,00

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La carga viva incluyendo el impacto será:

𝑊𝑉 = 𝑃0𝐼𝑓

Dónde:

Wv: carga viva, kg/cm

Po: presión sobre la superficie que se encuentra a la profundidad HR, kg/cm2

If: factor de impacto.

Del mismo modo que en la estimación de la carga muerta, la expresión empleada para las tuberías rígidas es distinta a la utilizada en tuberías flexibles. Para las tuberías de concreto se considera adecuado realizar la estimación de la carga viva mediante la siguiente expresión, basada en la solución de Boussinesq:

𝑊𝑉 =𝐶𝑆𝑃𝐼𝑓

𝐿

Dónde:

Wv: carga viva, kg/cm

P: carga concentrada aplicada en superficie, kg

If: factor de impacto

L: longitud del tramo, considerada de 0,25 m, que equivale a la dimensión mínima de aplicación de la carga viva proveniente del camión de diseño, obteniéndose el caso más desfavorable posible.

CS: coeficiente de carga para cargas concentradas

𝐶𝑆 = 1 −2

𝜋[𝑎𝑟𝑠𝑒𝑛 (√

𝑎2 + 𝑏2 + 1

(𝑎2 + 1)(𝑏2 + 1)) −

𝑎𝑏

√𝑎2 + 𝑏2 + 1(

1

𝑎2 + 1+

1

𝑏2 + 1)]

Dónde:

a: L/2H

b: De/2H

H: altura de relleno sobre la tubería

L: longitud del tramo, considerada de 0.25 m, que equivale a la dimensión mínima de aplicación de la carga viva proveniente del camión de diseño, obteniéndose el caso más desfavorable posible

De: diámetro exterior de la tubería

2.3.6.3 Deflexión en tubería flexible

Existen tres factores que son esenciales en el análisis de cualquier instalación con tubería flexible:

Cargas sobre la tubería (debidas al relleno y cargas superpuestas).

Rigidez del suelo alrededor del tubo.

Rigidez de la tubería.

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La carga debida al relleno

El tiempo máximo durante el cual una tubería flexible alcanza su máxima carga es limitado. Esto depende de la densidad del material de suelo alrededor del tubo; a mayor densidad del suelo en los lados del tubo, menor será e tiempo durante el cual la tubería seguirá deformándose y la deflexión total como respuesta de la carga máxima será menor. Adversamente, si el suelo posee una baja densidad el tiempo durante el cual la tubería seguirá teniendo deformaciones será mayor y mayor será también la deformación final.

Una vez que se llega a la carga máxima debida al relleno, el sistema suelo-tubo seguirá sufriendo deformaciones, en la medida que el suelo alrededor del tubo continua con el proceso de densificación. Cuando este material alcanza su valor de densidad necesario para soportar la carga, la tubería no se deflectará más.

La norma ASTM D3034, establece medir deflexiones no antes de 30 días después de la instalación.

La rigidez del suelo

Es el otro parámetro importante a tomar en cuenta. Aquí se debe considerar que no solamente el suelo que cubre el tubo está sujeto a esfuerzos, sino que el muro de la excavación (suelo natural) también contribuye en alguna medida a soportar las cargas horizontales del empuje pasivo.

La rigidez "combinada" del material alrededor del tubo y del suelo natural puede obtenerse con ensayos experimentales. Usualmente este parámetro se conoce como: 'E" El profesor Amster Howard del United States Bureau of Reclamation ha realizado numerosos experimentos con el fin de obtener información acerca de este valor.

Fórmula Iowa

Esta fórmula conocida como Fórmula lowa fue desarrollada por M.G. Spangler, un discípulo de Anson Marston, quien observó que el método de Marston para calcular cargas no era adecuado para el caso de tuberías flexibles. Spangler notó que las tuberías flexibles proveen muy poca rigidez al sistema, en comparación con las tuberías rígidas, pero combinadas con el suelo, se comportan notablemente bien.

Las bases más importantes de su descubrimiento fueron el haber tenido en cuenta el efecto del suelo alrededor del tubo y su relación con la deflexión. Esto lo logró suponiendo que la carga de Marston era aplicable y que la misma es uniformemente distribuida en el plano que se encuentra sobre la corona del tubo.

También consideró una presión uniforme de respuesta proveniente del fondo de zanja y dependiente del ángulo de cimentación 'O". A los lados, supuso que la presión horizontal h en cada lado sería proporcional a la deflexión del tubo dentro del suelo. La constante de proporcionalidad la llamó el "módulo de resistencia pasiva del suelo" que se conoce como:

Δ𝑥 =𝐷𝐿𝐾𝑊𝑐𝑟3

𝐸𝐼 + 0,061𝐸2𝑟4

Dónde:

DL: factor de retardo en la deflexión

k: constante de cimentación

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Wc: carga de Marston por unidad de longitud de tubería (Ib/pulg)

r: radio medio de la tubería (pulg)

E: módulo de elasticidad del material del tubo (Ib/pulg2)

I: momento de inercia de la pared del tubo por unidad de longitud (pulg4/pulg= pulg3)

E2: módulo de resistencia pasiva del material a los lados del tubo (Ib/pulg2/pulg)

Δ x: deflexión horizontal o cambio de diámetro (pulg)= deflexión vertical Ay

Nota: estas son las unidades en que se planteó la ecuación original; como la ecuación es homogénea, se pueden usar otras unidades guardando su consistencia .

Figura 2.17 Base de la derivación de la fórmula de Spangler (Fórmula de lowa)

La constante de cimentación k acomoda la respuesta de la tubería flexible a la fuerza opuesta ejercida por la cimentación debajo de la misma. La constante k varía en relación al ángulo θ que se haya conseguido en la instalación. Este valor es de suma importancia ya que es multiplicativo a la

carga total sobre el tubo. Los valores típicos de k se presentan en el Tabla 2.16, pero usualmente

se toma este valor como k = 0,1

Tabla 2.16 Constante de encamado k

ANGULO DE CIMENTACIÓN (°) k

0° 0,110

30° 0,108

45° 0,105

60° 0,102

70° 0,100

90° 0,096

120° 0,090

180° 0,083

En 1958, Reynold K. Watkins un discípulo de Spangler, en su intento por investigar el módulo de resistencia pasiva analizó la fórmula de lowa dimensionalmente y encontró que E2 no podría ser una propiedad del suelo ya que sus dimensiones no eran las de un verdadero módulo. Como

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resultado de los esfuerzos de Watkins, se definió un nuevo parámetro para el suelo: el módulo de reacción del suelo E' = Er.

Δ𝑥 =𝐷𝐿𝐾𝑊𝑐𝑟3

𝐸𝐼 + 0,061𝐸′𝑟3

El otro parámetro en la fórmula de lowa para calcular las deflexiones es el factor de retardo de la deflexión, DL. Este factor "castiga" las deflexiones por cuanto Spangler investigó que la deflexión final se logra cuando el suelo está completamente consolidado, es decir, cuando el valor de la carga alcanza la carga del prisma. Este proceso puede durar varios años.

Al usar la carga de Marston, se sugiere que el factor DL sea igual a 1,5, sin embargo, si se utiliza la carga del prisma (que suele ser 1,5 veces mayor a la carga de Marston), el factor de retardo a la deflexión puede tomarse como DL=1 para efectos de diseño.

Aplicando la teoría de la elasticidad al cálculo del asentamiento producido bajo una carga circular uniforme fue posible obtener el valor de E. Con la siguiente ecuación se puede calcular el valor de la deformación suponiendo que el terreno es elástico y de profundidad infinita. En realidad una perpendicular a la pared se considera de profundidad infinita.

ρ = Δqs𝑅𝐼

𝐸

Dónde:

ρ: deformación elástica

R: radio del área cargada = 5,1 cm

I: coeficiente de influencia que depende del coeficiente de Poisson p y del radio correspondiente al punto en que se calcula el asentamiento = 1,1

Δqs: la presión de la carga

En la mayoría de condiciones de suelo, las tuberías flexibles de PVC tienden a deformarse siguiendo una forma elíptica, sin embargo, las deformaciones horizontales y las verticales se pueden considerar iguales para valores pequeños de (A). Puesto que la mayoría de las tuberías de PVC se describen ya sea por su rigidez: (F/AY) o bien por su SDR, la Ecuación Modificada de lowa puede expresarse como sigue:

%Δ𝑌

𝐷=

𝐷𝐿𝐾𝑊100

0,149𝐹

Δ𝑌+ 0,064𝐸′

Donde, todos los elementos son conocidos excepto la rigidez del tubo F/∆Y.

La deformación así calculada se expresa en porcentaje de deflexión con respecto al diámetro interno.

La rigidez del tubo

La rigidez del tubo se define como la relación entre la fuerza aplicada y el acortamiento producido

en el diámetro, según el modelo de la Figura 2.18, la elección de este modelo se debe a que

coincide con el ensayo establecido en la Norma NTC 4764-2, para la determinación de la rigidez, en los tubos de PVC. También se puede obtener dicha rigidez por la Norma ASTM D-2412.

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Así mismo, mediante la teoría de la Resistencia de Materiales y partiendo del modelo de la

Figura 2.19, obtenemos la variación del diámetro horizontal.

Figura 2.18 Rigidez del tubo.

Figura 2.19 Modelo para la variación del diámetro horizontal.

d =𝑅3(2(4 − 𝜋)𝑃2(𝜋2 − 8)𝑃1)

4𝜋

Haciendo P2=0 y P1=P se obtiene el mismo modelo:

El signo (-) corresponde al acortamiento.

𝜋2 − 8

4𝜋= 0,149

𝑑 =𝑅3(−(𝜋2 − 8)𝑃)

4𝜋

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48

Siendo:

SRT =𝑃

𝑑=

𝐸𝑥10−3𝐼

0.149𝑅3

Dónde:

STR: rigidez teórica del tubo (kN/m2)

R: el radio a la fibra neutra de la pared (del centro del círculo hasta la fibra que contiene el centroide) (m).

E: módulo de elasticidad del PVC (2750 MPa, ASTM D2487)

I: momento de inercia de la pared del tubo (m4/m

Integrando todos los conceptos anteriores, se obtiene la siguiente ecuación que se utiliza para el cálculo de las deflexiones en las tuberías.

Δ% =1 ∗ 0,1(𝛾𝐻𝑅 ∗ 10−4 + 𝑊𝑣)100

(𝑆𝑅𝑇0,0102 ∗ 0,149 + 0,061𝐸2𝑧𝑒𝑡𝑎)

Dónde:

Δ%: porcentaje de deflexión con respecto al diámetro interno (75% a los 30 días según ASTM D 3034, X2.1)

γ: peso volumétrico total del suelo de relleno (kg/m3)

HR: altura de relleno sobre la corona del tubo (m)

Wv: carga viva. (kg/cm2)

SRT: Rigidez Anular del tubo (kN/m2)

E2: módulo de rigidez del material alrededor del tubo (kg/cm2)

zeta: factor de correlación entre la rigidez del material alrededor del tubo (E2) y la rigidez del muro de excavación (E3), según el método de ATV

𝑧𝑒𝑡𝑎 =1,44

𝑓𝑧 + (1,44 − 𝑓𝑧)𝐸2/𝐸3

Dónde, fz:

𝑓𝑧 =

𝐵𝑑

𝑑𝑖− 1

1,154 + 0,444 (𝐵𝑑

𝑑𝑖− 1)

2.3.6.4 Deflexión en tubería rígida

En las tuberías de material rígido sólo se realiza una comprobación de deflexión, consistente en evaluar la relación entre la carga de rotura (WSD) de la tubería multiplicada por el “Factor de soporte” correspondiente al tipo de cimentación escogido y dividir este resultado por la carga total (carga muerta + carga viva). El resultado es el factor de seguridad, que debe ser mayor o igual a 1,5 para tuberías en concreto sin refuerzo y mayor o igual a 1,0, para tuberías en concreto reforzado.

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La estimación de las cargas sigue el proceso indicado anteriormente para las tuberías rígidas, en el

numeral 2.3.6.1 para el caso de cargas muertas y 2.3.6.2 para el caso de cargas vivas.

El párrafo anterior se traduce mediante la siguiente expresión:

𝐹𝑆 =𝑊𝑆𝐷 × 𝐹𝑚

𝑊𝑇

Dónde:

FS : factor de seguridad frente a deflexión

WSD : carga de rotura de la tubería

WT : carga total, obtenida como suma de la carga muerta (Wc) y las cargas vivas (Wv)

Fm : factor de soporte definido en las Normas de Diseño de Sistemas de Alcantarillado de

EPM para cada tipo de cimentación como “Fm” y adopta los valores de la Tabla 2.17.

Tabla 2.17 Factor de soporte Fm

TIPO DE CIMENTACIÓN Fm

CLASE A-1 2,6

CLASE A-2 3,4

CLASE B-1 1,9

CLASE B-2 2,2

CLASE B-3 2,8

CLASE C-1 1,5

2.3.6.5 Abollamiento o pandeo

En los tubos deformados, cuando están sometidos a una determinada carga crítica, puede producirse un aplastamiento o abolladura de su generatriz superior como se muestra en la

Figura 2.20.

Figura 2.20 Abolladura localizada de pared

Por tal motivo se debe realizar una comprobación de la Estabilidad Dimensional del tubo, la cual consiste en determinar el margen de seguridad entre la carga crítica y la carga realmente existente. Se realiza teniendo en cuenta las influencias de la presión del terreno, presión exterior del agua (agua subterránea) y superposición de ambas presiones.

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Para un anillo circular sujeto a presión uniforme externa o a vacío, la tensión crítica-de aplastamiento (Pcr) es definida por Timoshenko como:

𝑃𝑐𝑟 =3𝐸𝐼

𝑟3

Dónde:

r: radio interno del tubo (m)

I: momento de inercia de la pared del tubo (m4/m)

E: módulo de elasticidad del material del tubo (kg/m2)

Pcr: presión crítica de aplastamiento (kg/m2)

Para tubos largos, tal como el caso de líneas de tubería, el módulo E se remplaza por

E/(1-2) y la presión crítica es:

𝑃𝑐𝑟 =3𝐸𝐼

(1 − 𝑣2)𝑟3

Dónde:

: Relación de Poisson

𝑃𝑜𝑖𝑠𝑠𝑜𝑛 =𝑐𝑜𝑛𝑡𝑟𝑎𝑐𝑐𝑖ó𝑛 𝑢𝑛𝑖𝑡𝑎𝑟𝑖𝑎 𝑙𝑎𝑡𝑒𝑟𝑎𝑙

𝑒𝑙𝑜𝑛𝑔𝑎𝑐𝑖ó𝑛 𝑢𝑢𝑛𝑖𝑡𝑎𝑟𝑖𝑎 𝑎𝑥𝑖𝑎𝑙= 0.38 𝑝𝑎𝑟𝑎 𝑃𝑉𝐶

Las tuberías que al instalarse presentan ovalamiento horizontal o deflexión poseen menos resistencia al pandeo que las tuberías circulares. Debido a esto, la presión crítica de aplastamiento (Pcr) para estas formas elípticas incluye un factor de reducción C, para tomar en cuenta el ovalamiento de tal forma que,

𝑃𝑐𝑟 = 𝐶3𝐸𝐼

(1 − 𝑣2)𝑟3

Figura 2.21 Factor de reducción C para el cálculo de la presión crítica de pandeo

Rogers (1987) encontró que al provocar un ovalamiento vertical del 2% por medio de la compactación lateral se pre-esfuerza el tubo ante las cargas con muy buenos resultados. Esta

práctica es recomendable ya que el factor de reducción "C” será 1.

Para obtener el factor de reducción, por medio de regresión se obtuvo la siguiente ecuación:

𝐶 = 0.98𝑒(−0.08Δ%)

Dónde:

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

51

e: base de los logaritmos naturales = 2.718

Δ %: porcentaje de deflexión.

De esta forma Pcr:

𝑃𝑐𝑟 =0.98𝑒(−0.08Δ%)(3𝐸𝑃𝑉𝐶 ∗ 103𝐼 ∗ 10−9)

0.86𝑟3

Dónde:

Pcr: presión crítica de aplastamiento (kN/m2).

EPVC: módulo de elasticidad del PVC=2750 MPa

r: radio interno (m)

I: momento de inercia de la pared del tubo (mm4/mm)

En Escandinavia (Suecia, Noruega y Dinamarca) se ha encontrado una expresión para determinar la tensión de pandeo (buckling pressure) cuando las tuberías flexibles se encuentran rodeadas de un material que provea alguna resistencia a las deformaciones del tubo:

𝑃𝑏 = 1.15√𝑃𝑐𝑟𝐸′

Dónde,

Pb: presión de pandeo en un suelo dado

E': es el módulo de reacción del suelo

Para tener una expresión más efectiva y realista, puede sustituirse el módulo E' por su verdadero valor que, como ya se dijo, está afectado por el módulo E3 del suelo natural del muro de excavación y por el sobre-ancho lateral de la zanja, así como por el parámetro "zeta'. Finalmente se calcula la presión tomando en cuenta todos los aspectos que deben considerarse.

𝑃𝑏 = 1.15√𝑃𝑐𝑟 (𝐸2

0.0102) 𝑧𝑒𝑡𝑎

La carga existente es la suma de la carga de prisma más la sobrecarga debida al tráfico. La siguiente ecuación determina el factor de seguridad por pandeo. La carga existente, conocida aquí como qv, expresada en kN/m2 es:

𝑞𝑣 =𝛾𝐻𝑅9.81

1000+

𝑊𝑣

0,0102

Y el factor de seguridad contra el pandeo será:

𝜂𝑏𝑢 =𝑃𝑏

𝑞𝑣

Dónde:

HR: profundidad del relleno sobre la corona del tubo.

Wv: carga viva qv: carga existente.

Pb: presión de pandeo.

η bu: factor de seguridad contra el aplastamiento.

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

52

Acción del nivel freático en tuberías flexibles enterradas

En algunos casos las excavaciones se realizan en terrenos que originalmente poseen una tabla de agua elevada. Son casos comunes aquellas zonas cercanas al nivel del mar donde el nivel freático puede ser una cuña de intrusión salina o bien un manto de agua dulce "empujado" por ésta, o simplemente un suelo con alto nivel freático. En tuberías cuyas juntas son herméticas, la presión hidrostática en el exterior del tubo es uniforme alrededor de la circunferencia y dirigida hacia el centro del tubo.

Esta presión hidrostática no debe exceder la rigidez combinada del Sistema Suelo-Tubo con un cierto factor de seguridad. En estas condiciones, se impone al tubo una doble carga: la carga de prisma más la carga debida al peso del agua. No obstante lo anterior, el suelo una vez saturado después de haber alcanzado su humedad óptima, reduce su peso volumétrico. Por esto es necesario introducir un factor de flotabilidad R que toma en cuenta este aspecto a la hora de calcular la carga del prisma.

𝑅 = 1 − 0.33 (𝐻𝑊 + 𝐷𝐸

𝐻𝑅)

Hw, HR y D en metros.

Figura 2.22 Tubo enterrado bajo la acción del agua subterránea

La presión crítica de abollamiento cuando el tubo está sumergido, es decir, con presión hidrostática externa es:

𝐶𝑟𝑖𝑡𝑃𝑤 = 𝛼𝐷𝑆𝑅𝑇

Dónde:

αD: coeficiente de penetración para el PVC.

SRT: rigidez anular del tubo (kN/m2).

El coeficiente α D depende de la relación de rigidez que exista entre el tubo mismo y el medio que lo circunda. Para obtenerlo es necesario calcular primero el factor VRB, definido como:

𝑉𝑅𝐵 =𝑆𝑅𝑇

𝑆𝑏ℎ

Dónde:

SRT rigidez anular en kN/m2 y Sbh se define como:

𝑆𝑏ℎ = 0.061(𝐸270.0102) 𝑧𝑒𝑡𝑎

Dónde:

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

53

Sbh: rigidez del medio que circunda el tubo (kN/m2)

E2: módulo de rigidez del material alrededor del tubo (kg/cm2)

zeta: factor de correlación.

Figura 2.23 Coeficiente de penetración αD

Una expresión que calcula aproximadamente el coeficiente αD en función de VRB con el modelo de mejor ajuste es:

𝛼𝐷 = 2,903(𝑉𝑅𝐵)−0,279

El coeficiente de seguridad al pandeo será entonces:

𝜂𝑏𝑤 =𝑐𝑟𝑖𝑡𝑃𝑤

𝑃𝑤

Siendo Pw la presión externa del agua o presión hidrostática referida al eje del tubo y que se calcula según:

𝑃𝑊 = 𝛾𝑊 (𝐻𝑊 +𝐷

2)

Dónde:

γw= Peso específico del agua

ηw= 10 kN/m3

Pw en kN/m2

Acción simultánea de presión del suelo y agua externa

En los casos en que se espera una elevación del nivel freático del agua, la superposición de las dos cargas, tomando en consideración el efecto de la fuerza boyante en el cálculo de qv, permite determinar el factor de seguridad por pandeo (qw) como:

𝜂𝑤 =1

𝑞𝑣𝑤

𝑃𝑏+

𝑃𝑊

𝐶𝑟𝑖𝑡𝑃𝑊

Al considerar la fuerza boyante sobre la carga qv es necesario introducir el factor de flotabilidad R al calcular la carga del prisma. Esta carga será ahora igual a:

𝛾𝐻𝑅 𝑅 + 𝑃𝑊

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

54

Por medio de esta expresión obtenemos una carga qvw que toma en cuenta la acción del agua freática sobre el tubo, así como las cargas muertas y vivas.

𝑞𝑣𝑤 =(𝛾𝐻𝑅𝑅 + 𝑃𝑊)9.81

100+

𝑊𝑣

0.0102

En unidades kN/m2.

De igual forma, En ausencia de información más exacta, los ingenieros de la ATV (Waste Water Engineers Association) de Alemania utilizan la siguiente información para determinar el módulo de deformación de los suelos según su clasificación y su grado de densidad proctor (%), de acuerdo a

DIN 18196 Tabla 2.18.

Grupo 1: Suelos no cohesivos (GP, GW, SP, SW)

Grupo 2: Suelos ligeramente cohesivos (GM, GC, SM, SC)

Grupo 3: Suelos cohesivos mezclados. Limos (arenas y gravas con cohesión, material rocoso natural cohesivo, GW-GC, GP-GM, SW-SC, SP-SM)

Grupo 4: Suelos cohesivos (e.g. arcillas, CH, CL, MH, ML, OH, OL, T)

Tabla 2.18 Tipos de suelo

GRUPO ANGULO DE

FRICCIÓN INTERNA

MÓDULO DE DEFORMACIÓN (kg/cm3)

SEGÚN GRADO DE COMPACTACIÓN

85 90 92 95 97 100

G1 35 20 61 92 163 235 408

G2 30 12 31 41 82 112 204

G3 25 8 20 31 51 82 133

G4 20 6 15 20 41 61 102

2.3.6.6 Rotura de la pared

Bajo este concepto se describe la condición en la cual el esfuerzo en el material de la pared del tubo pasa su límite de proporcionalidad hasta llegar a la fluencia, provocando la falla. La

localización de estos esfuerzos es como se describe en la Figura 2.24.

Figura 2.24 Falla de la pared

Contrario a lo que pasaría si el tubo estuviera sometido a presión interna, donde la pared estaría sometida a una tracción, en este caso el esfuerzo es de compresión.

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

55

El perfil con el que se fabrica el tubo proviene de compuestos del PVC que están normados por ASTM D-1784. Aquí se establece el módulo de elasticidad en tensión que debe tener el material. El esfuerzo a la tensión debe ser de 48,3 MPa, o sea, 493 kg/cm2.

Como no se indica el Esfuerzo Máximo a la Compresión, en agosto de 1993 se solicitó al Laboratorio de Materiales y Modelos Estructurales de la U.C.R., se ejecutara un ensayo para determinar este valor en unas muestras aportadas por los fabricantes, y hechas con el mismo compuesto (12454-B), siguiendo el procedimiento descrito en ASTM D-695 (Método de Prueba Estándar para determinar las Propiedades de Compresión en Plásticos Rígidos). Tomando los resultados indicados en el informe, de un total de seis muestras (descartando una de ellas), se obtuvo que el valor promedio del Esfuerzo Máximo de Compresión fue: CYC = 325 kg/cm2, es decir, aproximadamente un 65% del esfuerzo a la tensión.

El fenómeno de falla en la pared se aprecia al estudiar la compresión anular producida por la fuerza compresora que actúa sobre el diámetro del tubo en una longitud unitaria. Esta fuerza compresora es la carga del prisma que ya se analizó, sumada, si hubiere, a la carga superpuesta que puede ser proveniente de un vehículo, alguna acumulación de material, etc. El esfuerzo de compresión anular es el principal contribuyente en éste límite de comportamiento y se define como:

𝐶𝑜𝑚𝑝𝑟𝑒𝑠𝑖ó𝑛 𝑎𝑛𝑢𝑙𝑎𝑟 =𝑃𝑉𝐷𝑒

(2𝐴)

Dónde:

Pv: presión vertical debida a la carga

De: diámetro externo del tubo

A: área de sección de la pared del tubo / unidad de longitud.

Utilizando la ecuación para calcular la presión máxima del prisma de suelo, se obtiene la expresión:

𝜎𝑐 =(

𝛾𝑥9,81

1000) ∗ 𝐻𝑟 + 𝑊𝑣 ∗

9,81

1000

2𝐴𝐷𝑒

Dónde:

c: esfuerzo de compresión en la pared del tubo (kN/m2/m)

HR: altura de relleno (m)

γ: peso volumétrico total del suelo (kg/m3)

A: área de sección de la pared del perfil por unidad de longitud: m2/m

Este esfuerzo de compresión no debe sobrepasar el (σ máx del PVC en compresión, por lo tanto, el factor de seguridad al límite de éste esfuerzo en la pared es:

𝜂𝑐𝑟𝑢 =𝜎𝑚𝑎𝑥

((𝛾9,81

100)𝐻𝑅+𝑊𝑉∗

9,81

1000)𝐷𝑒

2𝐴

Dónde:

σmax = c = 325 kg/cm2 (31862 kN/m2)

Cabe indicar aquí que para obtener éste límite de comportamiento no se toma en cuenta el apoyo que el tubo adquiere del suelo circundante, tal como en el caso del límite por pandeo. Más bien, el

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

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fenómeno de falla en la pared ocurre cuando la tubería se instala bajo condiciones de cargas muertas extremas en rellenos altamente compactados.

H.L. White y J. R Layer fueron los que propusieron la teoría de 'compresión anular' para analizar éste límite. El método supone que las deflexiones que se provocarían a esos niveles de compactación son despreciables.

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

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3. INVESTIGACIONES GEOTECNICAS

Para la determinación del alcance de las investigaciones geotécnicas se siguió en forma general las recomendaciones planteadas por el reglamento técnico del sector de agua potable y saneamiento básico RAS-2000 complementándose con una visita de campo en donde se verificó si la recomendación de norma es adecuada para la necesidad del proyecto estudiado o era factible realizar alguna optimización de recursos en la distribución de las investigaciones geotécnicas a realizar.

En la Figura 3.1 se presenta la localización de las investigaciones realizadas para cada sector. En

cada sitio se realizó un apique manual hasta una profundidad de 1,50 m con el objetivo de determinar la presencia de tuberías y redes de servicios que pudieran verse afectadas por el proceso de perforación.

A partir de esta profundidad se realizaron los barrenos manuales y las perforaciones mecánicas correspondientes. Los ensayos de laboratorio realizados sobre las muestras recuperadas se

ejecutaron de acuerdo con los criterios planteados en el numeral 2.1.

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

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Figura 3.1 Localización investigación geotécnica Sector 1

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

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En la Tabla 3.1 se presenta la localización y tipo de investigación geotécnica realizada para el

proyecto, y en la Tabla 3.2 se presentan los ensayos de laboratorio realizados a las muestras

extraídas en el sector.

Tabla 3.1 Investigaciones geotécnicas Sector 1

SECTOR 1

N° CODIFICACIÓN DE EXPLORACIONES

TIPO COORDENADAS

PROFUNDIDAD (m)

NUEVA ANTIGUA N E EJECUTADA

1 S1-001-1 S1-COL-SE-PT-12 Perforación 1184131 834419 6,15



4 S1-001-4 S1-COL-SE-BR-9 Barreno 1183570 834636 2,70


6 S1-001-06 S1-COL-SE-BR-7 Perforación 1183325 834888 6,00





13 S1-001-13 S1-SE-Superior-6-PT-1 Perforación 1182744 836133 6,00

14 S1-002-14 S1-COL-CL51-BR-1 Barreno 1183238 834845 4,05

15 S1-004-15 S1-Cll51-2-BR-3 Barreno 1183375 834359 2,55

17 S1-004-17 S1-Cll51-2-BR-1 Barreno 1183192 834730 3,15

18 S1-005-18 S1-Cll51-3-PT-1 Perforación 1183768 834483 2,10

20 S1-007-20 S1-Cll51-6-BR-1 Barreno 1183500 834327 2,70

21 S1-011-21 S1-RamalesCalle51-BR1 Barreno 1183443 834450 2,70

22 S1-012-22 S1-IRM-1-PT-1 Perforación 1183768 834531 4,95

23 S1-013-23 S1-Cll51-1-PT-1 Perforación 1183045 835048 5,10

24 S1-013-24 S1-IRM-2-BR-1 Barreno 1182995 835070 2,70

25 S1-015-25 S1-IRM-4-PT-1 Perforación 1182523 835868 4,95

26 S1-021-26 S1-SEInferior-4-BR-1 Barreno 1183588 834508 1,80

27 S1-027-27 S1-SEInferior-10-BR-1 Barreno 1183046 835181 3,30

28 S1-028-28 S1-Palencia-1-PT-4 Perforación 1182555 835620 6,00

29 S1-028-29 S1-Palencia-1-BR-3 Barreno 1182487 835708 3,15

30 S1-028-30 S1-Palencia-1-PT-2 Perforación 1182440 835797 6,00



33 S1-029-33 S1-Palencia-2-BR-1 Perforación 1182815 835412 6,00

34 S1-032-34 S1-Quijano-BR-1 Barreno 1182237 835814 3,60

35 S1-034-35 S1-SESuperior-1-BR-1 Barreno 1182676 835927 2,70

36 S1-037-36 S1-SESuperior-4-BR-1 Barreno 1182571 835943 3,15

37 S1-047-37 S1-SAN-6-PT-1 Perforación 1183489 834739 4,95

39 S1-002-39 - Perforación 1183462 834497 6,00

41 S1-001-41 - Perforación 1182730 836161 20,00

42 S1-001-42 - Perforación 1182779 836156 20,00

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

60

Nota: Las profundidades reportadas van desde la superficie del terreno hasta el fondo de la exploración (Incluye profundidad del apique).

Tabla 3.2 Ensayos de laboratorio Sector 1

ENSAYOS DE LABORATORIO NORMA ASTM CANTIDAD

Ensayos para suelo

Peso específico y peso Unitario ASTM D-854 / ASTM D-2937 76

Granulometría con lavado ASTM D-422 / D-6913 117

Límites de consistencia ASTM D-4318 117

Contenido de humedad natural ASTM D-2434 105

Corte directo ASTM D-2216 3

Compresión inconfinada ASTM D-3080 2

Compresión triaxial CD ASTM C-128 / C-127 1

Ensayos para material Rocoso

Compresión simple (uniaxial) ASTM D-3148 13

1

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

61

4. CARACTERIZACIÓN GEOTECNICA

La caracterización geotécnica comprende la clasificación de los suelos y estimación de los parámetros de resistencia al corte y deformación, para lo cual se realizaron las siguientes actividades.

4.1 ZONIFICACIÓN

En primer lugar, se requiere una zonificación del área de estudio. El proceso seguido para llegar a la zonificación finalmente propuesta se describe a continuación.

Para la realización de la zonificación geotécnica se parte inicialmente de la microzonificación sísmica del área urbana de Medellín, desarrollada por el Consorcio Microzonificación 2006. De acuerdo con esta microzonificación, el sector denominado Centro Parrilla está formado por tres

zonas principales, como se muestra en la Figura 4.1

Figura 4.1 Microzonificación sísmica del sector Centro Parrilla (Medellín)

Las tres zonas mostradas, se describen a continuación:

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

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Zona 1, situada al sur-oriente del área de estudio y formada por las migmatitas de Puente Peláez (en color morado) y por la unidad Stock de San Diego (en color rosado).

Zona 2, situada adyacente a la Zona 1 y formada por flujos de escombros y/o lodos con diverso grado de meteorización de incisión (en color beige), cuya composición varía dependiendo de su ubicación geográfica.

Zona 3, que abarca toda la mitad occidental y norte del área de estudio y está compuesta por depósitos aluviales (en color gris), tanto del río Medellín al oeste, como de la Quebrada Santa Elena al norte.

A esta información, se le añaden los resultados obtenidos en las perforaciones y barrenos efectuados y se analizan los resultados obtenidos dentro de cada una de las zonas definidas en la microzonificación sísmica, obteniéndose las siguientes conclusiones generales:

En general, las muestras obtenidas en todas las zonas presentan una gran heterogeneidad en cuanto a granulometría, plasticidad y humedad, tanto dentro de una misma zona como en una misma perforación, lo cual no permiten agrupar o delimitar fácilmente zonas con características similares. Como muestra de lo dicho anteriormente, se incluyen algunas gráficas de la Zona 1

en la Figura 4.2.

Figura 4.2 Representación gráfica de la w (%) y el IP (%) frente a la profundidad en la Zona 1

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70

Pro

fun

did

ad [

m]

w [%]

S1 - 032 - 34 S2 - 005 - 7 S2 - 005 - 8S2 - 005 - 9 S2 - 005 - 10 S2 - 006 - 11S2 - 006 -12 S2 - 006 -13 S2 - 006 -15S2 - 006 -16 S2 - 007 - 17 S2 - 007-19S2 - 007 -20

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100P

rofu

nd

idad

[m

]IP (%)]

S1 - 032 - 34 S2 - 005 - 7 S2 - 005 - 8S2 - 005 - 9 S2 - 005 - 10 S2 - 006 - 11S2 - 006 -12 S2 - 006 -13 S2 - 006 -15S2 - 006 -16 S2 - 007 - 17 S2 - 007-19S2 - 007 -20

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

63

Los valores de densidad no sufren cambios significativos con la profundidad dentro de una misma zona, y se mantienen aproximadamente constantes.

El único valor medido que muestra una cierta tendencia o patrón y que puede ser utilizado para la distinción de comportamientos del suelo y la delimitación de las zonas geotécnicas, es el valor de los ensayos SPT. A modo de ejemplo se adjuntan las representaciones gráficas de los

valores de SPT frente a la profundidad en las Zonas 1 y 2 en la Figura 4.3.

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70

Pro

fun

did

ad [

m]

w [%]

S2 - 006 -13 S1 - 032 - 34 S2 - 005 - 7S2 - 005 - 8 S2 - 005 - 9 S2 - 005 - 10S2 - 006 - 11 S2 - 006 -12 S2 - 006 -15S2 - 006 -16 S2 - 007 - 17 S2 - 007-19S2 - 007 -20

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]

IP (%)]

S1 - 032 - 34 S2 - 005 - 7 S2 - 005 - 8S2 - 005 - 9 S2 - 005 - 10 S2 - 006 - 11S2 - 006 -12 S2 - 006 -13 S2 - 006 -15S2 - 006 -16 S2 - 007 - 17 S2 - 007-19S2 - 007 -20

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

64

Figura 4.3 Representación gráfica de SPT frente a la profundidad en las Zonas 1 y 2

La capa superficial de terreno hasta 1,5 m aproximadamente corresponde a la excavación de apiques para la detección de servicios. Por tanto, los resultados obtenidos en este espesor no son representativos del terreno en su estado natural y los valores de SPT obtenidos son muy bajos.

En general, no se detectó la presencia de agua en ninguna de las exploraciones geotécnicas de esta campaña lo cual ocurre principalmente por que el trabajo se realiza a gran velocidad, para garantizar una adecuada movilidad del tráfico vehicular y peatonal durante el día. Esta situación no da tiempo de registrar la fluctuación o presencia de aguas freáticas. Por lo anterior se hizo necesario recurrir a información secundaria como por ejemplo el estudio del Tren Metropolitano (1986) en el cual se establecieron niveles freáticos para la zona de estudio y sirven para tener una visión general en el tiempo para la zona de estudio.

De acuerdo con lo anterior se tiene que para las fechas en que se ejecutaron las investigaciones geotécnicas no se encontró presencia de aguas freáticas, debido en gran medida a la velocidad en que se ejecutó el trabajo, esto no quiere decir que no puedan subir la próxima temporada invernal a valores cercanos o mayores de los registrados en 1986. Por lo anterior y teniendo en cuenta la seguridad y estabilidad de las obras a diseñarse se adoptaron valores promedio del nivel freático en cada zona de trabajo a partir del estudio para el tren Metropolitano. Esto nos conduce a diseños del lado seguro desde el punto de vista geotécnico.

El siguiente paso es comprobar si la zonificación inicialmente tomada se corresponde con los datos proporcionados por las exploraciones del terreno o si se requieren subdivisiones dentro de estas zonas. Por eso, se analizan por separado los resultados de cada una de las tres zonas descritas anteriormente:

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100P

rofu

nd

idad

[m

]SPT Registro de Campo [Golpes]

S1 - 032 - 34 S2 - 005 - 7 S2 - 005 - 8S2 - 005 - 9 S2 - 005 - 10 S2 - 006 - 11S2 - 006 -12 S2 - 006 -13 S2 - 006 -15S2 - 006 -16 S2 - 007 - 17 S2 - 007-19

0

1

2

3

4

5

6

7

0 25 50 75

Pro

fun

did

ad [

m]

SPT Registro de Campo [Golpes]

S1 - 028 - 29 S1 - 028 - 30 S1 - 028 - 31

S2 - 005 - 4 S2 -005 - 5 S2 -005 - 6

S2 -0017- 28 S2 - 036 - 58 S2 - 040 - 61

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

65

4.1.1 Zona 1

La mayor parte de las exploraciones ejecutadas en las Zona 1, presentan un comportamiento similar, con valores de SPT bajos en superficie y crecientes con la profundidad, sin alcanzar rechazo e inferiores a 40 en su gran mayoría hasta profundidad máxima de investigación, que es de 6,0 m. Tan solo se aparta del conjunto de las exploraciones, la perforación S1-032-34, que presenta un valor de SPT superior a 30 a partir de los 2,0 m de profundidad y por tanto, se decide excluirla de esta zona. Además existen algunos puntos anómalos que no se consideran en el

análisis, por apartarse de la tendencia del resto de datos. (Ver Figura 4.4)

Figura 4.4 Representación gráfica de SPT frente a la profundidad en las Zona Geotécnica 1

En resumen, la Zona 1 de la microzonificación coincide casi totalmente con la Zona Geotécnica 1, a excepción de la esquina nor-oriental donde se ubica la exploración S1-032-34. La naturaleza del terreno encontrado es arcillo-limosa, predominando las arcillas en superficie y los limos en profundidad.

4.1.2 Zona 2

De igual forma que en la Zona 1, las exploraciones realizadas en la Zona 2, presentan un comportamiento similar entre ellas, con excepción de las exploraciones S1-028-29 y S1-028-30 situadas al nor-este de esta zona y S3-006-21 situada en el extremo sur, y que se excluyen de esta zona. El resto de exploraciones presentan valores de SPT muy bajos en superficie y crecientes en profundidad e inferiores a los 35 golpes hasta una profundidad de más de 5,0 m. Predominan los

materiales arcillosos, aunque también existe presencia de limos. (Ver Figura 4.5)

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]


Todas Datos anómalos

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

66

Figura 4.5 Representación gráfica de SPT frente a la profundidad en las Zona Geotécnica 2

4.1.3 Zona 3

Por último, la zona 3 es la de mayor extensión y también la que presenta una mayor heterogeneidad de materiales y dispersión en los resultados obtenidos.

Inicialmente se pretende dividir la zona en varias partes según el origen de los materiales, unos procedentes de la deposición aluvial del río Medellín, en la parte occidental y otros procedentes de la quebrada Santa Elena en la parte norte. Pero tras el análisis de los resultados obtenidos en los ensayos de campo y laboratorio, no se muestra una diferenciación clara de los materiales y el único valor diferenciador vuelve a ser el número de golpes del ensayo SPT.

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]



EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

67

Figura 4.6 Representación gráfica de SPT frente a la profundidad en las Zonas Geotécnica 3, 4 y 5

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]



0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]


Todas

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]


Todas

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

68

A partir del valor del SPT, se puede distinguir una zona central, que denominaremos Zona Geotécnica 3, donde se obtienen valores bajos de SPT, en su mayor parte inferiores a N45 = 30 golpes hasta la profundidad alcanzada. Y dos zonas, al sur y al norte de la Zona Geotécnica 3, que serán las Zonas Geotécnicas 4 y 5, respectivamente, con valores de SPT más elevados y algunos

rechazos. La Figura 4.6 muestra la evolución del SPT con la profundidad en cada una de las tres

zonas mencionadas.

En la Zona Geotécnica 5 se sigue observando una gran heterogeneidad y para solucionar este hecho, se estudia la posibilidad de realizar una segunda separación en función del Índice de Plasticidad (IP) de las muestras.

De acuerdo con este criterio, se llega a establecer un grupo de exploraciones con valores de IP alrededor del 7%, mientras que el resto de muestras proporcionan unos valores mucho más

elevados, como puede observarse en la Figura 4.7.

Figura 4.7 Representación gráfica de IP frente a la profundidad en la Zona Geotécnica 5

Esta separación da lugar a las Zonas Geotécnicas 5a, situada en la parte nor-occidental del área de estudio, y 5b, en la mitad norte del área de estudio.

Una vez separadas las exploraciones correspondientes a cada una de las dos subzonas, se

obtienen de nuevo los gráficos del IP el cual se muestra en la Figura 4.8. En la Zona Geotécnica 5b

los valores son reducidos y con poca dispersión, a excepción de algún dato aislado; mientras que en la Zona Geotécnica 5a, los puntos representados son mucho más dispersos y alcanzan valores más elevados.

0

1

2

3

4

5

6

7

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45

Pro

fun

did

ad [

m]

IP (%)

S1-001-3 S1-001-4 S1-001-5 S1 - 001 - 8

S1 - 001 - 9 S1-001-10 S1-001-12 S1 - 002 - 14

S1 - 004 - 17 S1 - 005 -18 S1 - 007 - 20 S1 - 011 - 21

S1 - 012 - 22 S1 - 013 - 23 S1 - 013 - 24 S1 - 021 - 26

S1 - 027 - 27 S1 - 029 - 32 S1 - 034 - 35 S1 - 037 - 36

S1 - 047 - 37

Materiales con IP bajo, en torno al 7%

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

69

Figura 4.8 Representación gráfica de IP frente a la profundidad en las Zonas Geotécnicas 5a y 5b

Por último, se estudia la presencia de agua en el terreno, debido a su gran influencia en el diseño de las excavaciones. Como se ha dicho anteriormente, no se detectó presencia de agua en las exploraciones ejecutadas, con excepción de algún caso aislado. Sin embargo, se dispone de los datos tomados en las exploraciones realizadas para el Tren Metropolitano en 1986, donde sí se detectó la presencia de agua, con niveles variables según la zona.

Este hecho introduce la posibilidad de tener presencia de agua durante la fase de construcción y pueden existir diversas causas para que no se haya detectado en la campaña de investigaciones actual, como son:

La variación estacional del nivel freático, acercándose a la superficie del terreno en épocas de lluvias y alejándose en épocas secas.

El rápido tapado de las exploraciones para restablecer el tráfico, no permitiendo que el agua fluya en un material cohesivo de baja permeabilidad.

Por tanto, se considera adecuado incluir en los diseños un nivel de agua, con una profundidad estimada a partir de los datos medidos en las exploraciones del Tren Metropolitano, pues proporcionan un factor de seguridad adecuado al diseño. La profundidad del nivel freático en cada zona geotécnica se estima como el promedio de los datos disponibles en dicha zona.

Debido a la gran extensión de la Zona Geotécnica 3 y a la variabilidad de las medidas de nivel freático en su interior, se decide dividirla en 2 subzonas, Zonas Geotécnicas 3a y 3b. Esta división es únicamente a efectos de nivel freático, ya que los parámetros resistentes son iguales para las 2 subzonas.

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70

Pro

fun

did

ad [

m]

IP [%]

Todas

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70

Pro

fun

did

ad [

m]

IP [%]

Todas

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

70

Finalmente, se obtienen 7 zonas geotécnicas y sus límites aproximados se muestran en la

Figura 4.9.

Figura 4.9 Zonificación geotécnica

En el Anexo 2, se incluyen figuras con esta misma zonificación geotécnica, la planta geológica del área de estudio y dos perfiles geológicos que atraviesan dicha área.

Los perfiles geológicos se han elaborado a partir de la información obtenida en las investigaciones geotécnicas y los resultados de laboratorio ejecutados por Ingetec para el presente proyecto, las investigaciones geotécnicas realizadas por Fundar Ltda en 1986 y la información recibida por parte de la interventoría del proyecto, referente a las exploraciones realizadas para la microzonificación sísmica de los municipios del Valle de Aburrá de 2006, de acuerdo a los antecedentes indicados en el numeral 1.2 de este informe.”

4.2 ESTRATIFICACIÓN

Tras la definición de las zonas geotécnicas, se establece el perfil estratigráfico tipo representativo de cada una de ellas.

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

71

El primer horizonte de separación corresponde al nivel alcanzado por los apiques, que es de 1,5 m aproximadamente y que corresponde a un estrato en general blando, con un número de golpes bajos en el ensayo SPT.

Por debajo de este nivel y hasta una profundidad aproximada de 6,0 m, se agrupa el terreno en función del SPT, dando lugar a uno o dos estratos más, dependiendo de la zona geotécnica a la que se haga referencia.

A continuación se presenta el perfil estratigráfico adoptado en cada una de las zonas y se definen sus espesores y valores promedios.

4.2.1 Zona geotécnica 1

Como se ha dicho anteriormente, esta zona geotécnica corresponde casi totalmente con la Zona 1 de la microzonificación, a excepción de la parte nor-oriental donde se ubica la exploración S1-032-34.

Figura 4.10 Zona geotécnica 1

Los valores de humedad (), contenido en finos e índice de plasticidad (IP) no muestran ninguna

correlación clara con la profundidad y presentan una gran dispersión, como muestra la Figura 4.11.

El contenido en finos es elevado y la densidad se mantiene constante con la profundidad.

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

72

Figura 4.11 Representación gráfica de w (%), Finos (%), IP (%) y densidad húmeda frente a la profundidad en la Zona geotécnica 1

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Pro

fun

did

ad [

m]

w [%]


0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]

Finos [%]


0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]

IP [%]


0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]

Dens. húmeda [%]


EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

73

Figura 4.12 Representación gráfica del SPT frente a la profundidad en la Zona geotécnica 1

Se definen los estratos tomando como base el valor del SPT medido en campo, que permite

diferenciar 3 estratos con un valor de SPT creciente en profundidad, como muestra la Figura 4.12.

Puesto que solo se dispone de un dato por debajo de los 6,0 m de profundidad, es difícil estimar el comportamiento del suelo a partir de dicha profundidad. Por esta razón, la estratigrafía de la zona se define con una profundidad máxima de 6,0 m.

Los estratos se definen para las siguientes profundidades y con los valores promedios indicados a continuación:

Tabla 4.1 Estratificación Zona geotécnica N° 1

PROFUNDIDAD NCAMPO (N45)

[KN/M3]

%G %A %F %W LL LP IP Inicio Fin

0,00 1,50 5 18,3 11 17 72 26,6 59 29 30

1,50 3,50 15 18,1 1 16 83 33,0 55 29 26

3,50 6,00 26 18,2 2 11 87 36,8 64 31 33

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]



EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

74


Corresponde a la Zona 2 de la microzonificación, con la excepción de las exploraciones S1-028-29 y S1-028-30 en la parte nor-oriental de la zona y la exploración S3-006-21 en el extremo sur. Adicionalmente, se incluye en esta zona geotécnica la exploración S3-009-24 que se encuentra en el límite entre la Zona 2 y la Zona 4.


Al igual que ocurre en la Zona geotécnica 1, los valores de humedad () e índice de plasticidad (IP) no muestran ninguna correlación clara. Puede observarse un contenido en finos elevado, entre el 50% y el 100% en todas las muestras y la densidad se mantiene aproximadamente constante con

la profundidad, como se muestra en la Figura 4.14.

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

75


0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Pro

fun

did

ad [

m]

w [%]


0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]

Finos [%]


0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]

IP [%]


0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

0 5 10 15 20 25 30 35

Pro

fun

did

ad [

m]

Dens. húmeda [KN/m3]


EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

76

Finalmente, se definen los estratos tomando como base el valor del SPT medido en campo, que

permite diferenciar 3 estratos con un valor de SPT creciente en profundidad (Figura 4.15)


Al igual que sucede en la Zona geotécnica 1, existen muy pocos datos por debajo de los 6,0 m de profundidad. La tendencia mostrada por estos datos es similar a la del conjunto de valores representados, con un incremento del valor del SPT con la profundidad, pero no se puede garantizar este comportamiento con los datos disponibles.

Los estratos se definen para las siguientes profundidades y con los valores promedios indicados:

Tabla 4.2 Estratificación zona geotécnica N° 2


[KN/M3]


0,00 1,50 5 18,8 8 25 67 18,8 54 26 28

1,50 4,00 12 17,6 3 19 78 42,2 71 31 40

4,00 6,00 16 17,6 2 14 84 42,6 80 31 49

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]



EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

77


Corresponde a la parte central de la zona cubierta por depósitos aluviales, donde los valores de SPT son, en su mayor parte, inferiores a N45 = 30 golpes.

Aunque esta zona geotécnica se divide en 2 subzonas debido al nivel freático, los parámetros resistentes son iguales. Se presenta el análisis de los materiales que las componen en conjunto.


EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

78

Figura 4.17 Representación gráfica de w (%), finos (%), IP (%) y densidad húmeda frente a la profundidad en la Zona geotécnica 3

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Pro

fun

did

ad [

m]

w (%)

Todas

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]

Finos (%)

Todas

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]

IP (%)

Todas

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 5 10 15 20 25 30 35

Pro

fun

did

ad [

m]

Dens. Húmeda (%)

Todas

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

79


Como muestran las gráficas incluidas en la Figura 4.17, se repite la misma dispersión de los datos

ya observada en las Zonas geotécnica 1 y 2, y finalmente se definen los estratos tomando como

base el valor del SPT medido en campo como lo muestra la Figura 4.18. En esta zona se

diferencian 3 estratos, donde el estrato central presenta un número de golpes en el ensayo SPT más elevado que los estratos superior e inferior, y por tanto, indica una mayor consistencia de este tramo de terreno.




[KN/M3]


0,00 1,40 6 19,2 23 37 40 16,8 39 23 16

1,40 4,50 10 18,3 11 31 58 31,1 50 26 24

1,40 6,30 14 19,1 30 27 43 31,6 44 23 21

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]



EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

80


Se sitúa en la parte sur-occidental del área de estudio, limitando al norte con la Zona geotécnica 3a, al este con la Zona Geotécnica 2 y al oeste con el río Medellín.


EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

81


0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Pro

fun

did

ad [

m]

w (%)


0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]

Finos (%)


0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]

IP (%)


0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 5 10 15 20 25 30 35

Pro

fun

did

ad [

m]

Dens. Húmeda (%)


EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

82

Ante la falta de un patrón o tendencia definida en las anteriores representaciones, se definen los estratos tomando como base el valor del SPT medido en campo. En esta zona se diferencian, al

igual que en las anteriores, 3 estratos, según lo mostrado en Figura 4.21.

La tendencia descrita por los datos disponibles indica un aumento de los golpes del ensayo SPT con la profundidad, es decir, muestra que la consistencia del suelo aumento a medida que se profundiza en él.


Los estratos se definen para las siguientes profundidades:



[KN/M3]


0,00 1,50 9 19,8 27 34 39 14,7 39 23 16

1,50 2,85 19 19,0 17 32 51 20,9 42 24 18

1,50 6,00 49 20,0 38 33 30 14,8 35 22 13

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]



EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

83

4.2.5 Zona geotécnica 5a

Esta zona se sitúa en el norte del área de estudio, limitando inferiormente con la Zona geotécnica 3 y está formada por terreno que presenta un número elevado de golpes en el ensayo SPT. Adicionalmente, incluye la ubicación de las exploraciones descartadas de las zonas geotécnicas 1 y 2, que son concretamente S1-032-34, S1-028-29 y S1-028-30.

Se han realizado dos perforaciones de mayor profundidad en la esquina nor-oriental de esta zona, para el estudio de un cruce subfluvial bajo la quebrada de Santa Elena. Estas perforaciones son concretamente la S1-001-41 y la S1-001-42 y han alcanzado una profundidad de 20,0 m en ambos casos. A dicha profundidad aparece el rocoso y ha sido posible la recuperación de núcleos para su caracterización.

Los suelos que forman esta zona geotécnica, sobre el sustrato rocoso, poseen un comportamiento cohesivo en general, de igual modo que todas las zonas descritas anteriormente. Por el contrario, en la Zona Geotécnica 5b, cuyos materiales presentan un IP en torno al 7%, se considera un comportamiento granular de los materiales que componen el suelo.

Figura 4.22 Zona geotécnica 5a

Los valores de humedad (), contenido en finos e índice de plasticidad (IP) no muestran ninguna

correlación clara, como muestra la Figura 4.23. Por su parte, la densidad se mantiene

aproximadamente constante con la profundidad.

EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

84

Figura 4.23 Representación gráfica de w (%), finos (%), IP (%) y densidad húmeda frente a la profundidad en la Zona geotécnica 5a

0

1

2

3

4

5

6

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13

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0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

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ad [

m]

w [%]


0

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2

3

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5

6

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9

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12

13

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]

Finos [%]


0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

14

0 10 20 30 40 50 60 70

Pro

fun

did

ad [

m]

IP [%]


0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]

Dens. húmeda [%]


EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

85

Aunque las perforaciones S1-001-41 y S1-001-42 alcanzaron los 20,0 m de profundidad, no existen datos a profundidades superiores a los 14,0 m de las variables representadas en los gráficos de la

Figura 4.23 y Figura 4.24. La razón es la presencia de material rocoso a tales profundidades y en

consecuencia, no es posible realizar ensayos de granulometría o límites de consistencia sobre dicho material. Los ensayos de SPT proporcionan rechazo al alcanzar el sustrato rocoso y por tanto, tampoco existen registros a la profundidad indicada.

En esta zona se definen 3 estratos en función del valor del SPT medido en campo, con un valor de SPT mayor en el estrato central y más reducido en los estrados superior e inferior, a excepción de algunos rechazos aislados entre los 5,0 y los 6,0 m de profundidad.

Como se observa en la Figura 4.24, se dispone de escasos datos de SPT por debajo de los 6,0 m

de profundidad, pues la mayor parte de las exploraciones no han profundizado más y en aquellas que sí lo han hecho, se han obtenido rechazos por presencia de grava, bolos o fragmentos de roca.

Figura 4.24 Representación gráfica del SPT frente a la profundidad en la Zona geotécnica 5a

En las dos perforaciones de mayor profundidad, se muestra una estratigrafía similar, con un capa superior de suelo hasta los 8,5 m aproximadamente, seguida por una capa con alternancia de gravas y bolos con bloques de roca de 20-30 cm de espesor y finalmente, el sustrato rocoso.


0

1

2

3

4

5

6

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8

9

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11

12

13

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]



EPM S.A. E.S.P.





CA/FA

86

Tabla 4.5 Estratificación Zona geotécnica N° 5a


[KN/M3]


0,00 1,40 9 19,6 21 38 41 16,0 39 21 18

1,40 4,70 35 18,7 18 31 52 24,6 48 25 23

4,70 6,00 20 17,3 25 22 53 41,0 48 24 24

Respecto al material rocoso recuperado, se observa que su naturaleza y profundidad de aparición es distinta en las dos perforaciones anteriormente citadas. Mientras que en S1-001-41, aparecen conglomerados, de origen sedimentario a partir de los 15,7 m aproximadamente, en S1-01-42, se presentan dioritas y tonalitas, rocas ígneas plutónicas, a una profundidad de unos 18,8 m.

Los resultados obtenidos en los ensayos de compresión simple realizados se muestran en la

Tabla 4.6, mostrado a continuación:

Tabla 4.6 Ensayos sobre material rocoso en la zona geotécnica No 5a

PERFORACIÓN / APIQUE

PROFUNDIDAD (m)

DESCRIPCIÓN

COMPRESIÓN SIMPLE

INICIO FIN Hprom SECO (kN/m3)

qu (MPa)

S1-001-41

8,60 10,00 9,30 Diorita de color gris con trazas de

asbesto, compacta. 27,07 56,29

12,30 14,40 13,35 Conglomerado matriz soportado por clastos de origen sedimentario café

oscuro. 22,75 6,39



14,70 15,70 15,20 Esquisto micáceo de color amarillento con tonalidades grisáceas, abundancia

de moscovita y biotita, compacta. 26,53 40,03




claro. 20,00 4,15


claro. 21,51 7,61

S1-001-42

8,40 8,60 8,50 Tonalita gris oscuro 27,86 54,81

13,10 13,30 13,20 Tonalita gris. 30,00 153,93

15,90 16,10 16,00 Diorita gris oscuro con trazas de

asbesto. 28,46 57,56

18,80 19,10 18,95 Tonalita gris oscura. 28,50 101,77

19,30 19,50 19,40 Diorita gris oscuro con trazas de

asbesto. 28,53 34,81

19,80 20,00 19,90 Diorita gris con trazas de asbesto. 29,16 52,30

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4.2.6 Zona geotécnica 5b

Esta zona se sitúa en el nor-oeste del área de estudio, limitando inferiormente con la Zonas geotécnicas 3a y 3b y superiormente con la quebrada Santa Elena. Como se dijo anteriormente, se diferencia de la Zona geotécnica 5a por el índice de plasticidad de sus materiales y en consecuencia por el comportamiento del suelo. Así, en la Zona geotécnica 5b, con un IP en torno al 7%, se considera un comportamiento granular de los materiales, a diferencia de la Zona geotécnica 5a, donde el comportamiento es cohesivo.

Figura 4.25 Zona geotécnica 5b

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Figura 4.26 Representación gráfica de w (%), finos (%), IP (%) y densidad húmeda frente a la profundidad en la Zona geotécnica 5a

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Pro

fun

did

ad [

m]

w [%]

Todas

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]

Finos [%]

Todas

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70

Pro

fun

did

ad [

m]

IP [%]

Todas

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70

Pro

fun

did

ad [

m]

Dens. húmeda [%]

Todas

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Se observa que los valores de humedad son menores al 30% en su mayor parte y el IP promedio es del 7% aproximadamente. Por su parte, la densidad se mantiene aproximadamente constante con la profundidad. Como en las zonas anteriores, se definen los estratos tomando como base el valor del SPT medido en campo y se considera adecuado diferenciar únicamente 2 estratos con un estrato superior donde los valores obtenidos en el ensayo SPT son inferiores a N45 = 40 golpes con un promedio de 13 golpes; y un estrato inferior, que alcanza la profundidad máxima investigada con un valor promedio de N45 = 40.

Figura 4.27 Representación gráfica del SPT frente a la profundidad en la Zona geotécnica 5b

Los estratos se definen para las siguientes profundidades y con los valores promedios indicados:

Tabla 4.7 Estratificación Zona geotécnica N° 5b


[KN/M3]


0,00 1,40 13 21,1 13 46 41 18,3 27 20 7

1,40 6,30 40 21,2 22 51 27 13,1 28 21 7

0

1

2

3

4

5

6

7

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Pro

fun

did

ad [

m]


Todas

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4.3 PARÁMETROS GEOTÉCNICOS DE DISEÑO

Los parámetros de resistencia empleados en los análisis de estabilidad de taludes, en los diseños de la cimentación de las tuberías y en la estimación de la capacidad portante de las cimentaciones de las estructuras se definieron a partir de los resultados de los ensayos de laboratorio, las pruebas de campo y correlaciones de uso común.

En la Tabla 4.8 se presentan los parámetros de resistencia empleados para los análisis de

estabilidad y diseño de cimentaciones para tuberías, para cada una de las zonas geotécnicas previamente definidas. En el Anexo F. 2 se encuentra la caracterización geotécnica detallada.

Los niveles freáticos indicados para el diseño corresponden a las exploraciones realizadas para el Tren Metropolitano en 1986 y se han adoptado por ser más desfavorables que el estado seco detectado en las exploraciones actuales.

Tabla 4.8 Parámetros de resistencia empleados en los análisis de estabilidad y diseño de cimentaciones para tuberías

ZONA GEOTÉCNICA

DESCRIPCIÓN PROFUNDIDAD

(m)

DRENADOS NO

DRENADOS MÓDULO

ELASTICIDAD NF (*) γ

[kN/m3] c'

[kPa] φ' [°]

Su [kPa] E [Mpa]

1

Suelos de meteorización de TRmPP y KgsD

0,00 -1,50 18,3 14 27 91 19

1.8 Suelos de meteorización

de TRmPP y KgsD 1,50 -3,50 18,1 13 34 127 27

Suelos de meteorización de TRmPP y KgsD

3,50 – 6,00 18,2 15 32 114 29

2

Flujos de escombros y/o lodos QFIII

0,00 -1,50 18,8 15 31 75 19

1.8 Flujos de escombros y/o

lodos QFIII 1,50 -4,00 17,6 28 26 127 23

Flujos de escombros y/o lodos QFIII

4,00 -6,00 17,6 13 31 143 25

3a

Dépositos Aluviales Qal 0,00 – 1,40 19,2 20 31 66 19

2.5 Dépositos Aluviales Qal 1,40 – 4,50 18,3 18 27 99 25


3b




4

Depósitos Aluviales Qal 0,00 – 1,50 19,8 27 36 71 25

1.8 Depósitos Aluviales Qal 1,50 – 2,85 19,0 11 32 89 32

Depósitos Aluviales Qal 2,85 – 6,00 20,0 18 25 121 50

5a




5b Dépositos Aluviales Qal 0,00 – 1,40 21,1 15 34 - 35

4.0 Dépositos Aluviales Qal 1,40 – 6,30 21,2 15 42 - 65

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5. DISEÑOS GEOTECNICOS

En este capítulo se presentan los resultados de los diseños geotécnicos para taludes de corte temporales, diseño de cimentaciones para tuberías, análisis de capacidad portante y módulos de reacción para las estructuras de alivio.

5.1 TALUDES DE CORTE

Para el diseño de la inclinación de los taludes de corte requeridos en la instalación de las tuberías se tuvieron en cuenta los parámetros geotécnicos de los materiales existentes en la zona del

proyecto los cuales se determinaron en el Capítulo 4, la geometría de las excavaciones la cual

depende de los diseños hidráulicos y estructurales y los criterios de diseño definidos en el

Capítulo 2.

5.1.1 Geometría zanja

La geometría de la zanja se define a partir del diámetro de la tubería, el recubrimiento lateral y la profundidad a la cual debe instalarse el elemento. A continuación se presentan los criterios utilizados para definir la profundidad de los análisis de estabilidad y la definición de los diagramas de empujes sobre los entibados a utilizar durante la etapa de construcción.

5.1.1.1 Profundidad de la zanja

La profundidad de la zanja considerada en el diseño corresponde a la máxima profundidad de excavación prevista para la colocación de la tubería. Adicionalmente, existen dos profundidades que deben estudiarse por su especial interés, como se explica a continuación:

Profundidad de 1,5 m, que corresponde a la máxima profundidad de excavación sin entibado, de acuerdo con las normas urbanas del municipio de Medellín.

Profundidad de 2,5 m, que corresponde al límite que determina la utilización de entibado con 1 o 2 o más niveles de apuntalamiento.

Profundidad de 5 m, que corresponde a la profundidad máxima de excavación prevista para la colocación de la tubería.

Es importante resaltar que los análisis de estabilidad de la zanja para profundidades mayores a 1,5 m solo se realizan con el objetivo de comprobar la necesidad de los elementos de entibado. De acuerdo a este criterio, se estudia si los factores de seguridad resultantes son inferiores a los mínimos definidos para cada situación de cálculo, pero no se estudia detalladamente el mecanismo de rotura u otros factores.

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5.1.1.2 Ancho de la zanja

El ancho de la zanja es función del diámetro exterior de la tubería y de la profundidad de la zanja, permitiendo en cualquier caso las operaciones necesarias para su correcta instalación.

Se han estudiado los diámetros máximos de tubería en cada zona geotécnica. Inicialmente, los diámetros máximos de tubería previstos para su ejecución mediante tecnología en zanja en el

Sector 1 son los mostrados en la Tabla 5.1.

Tabla 5.1 Diámetros máximos por zona geotécnica

ZONA GEOTÉCNICA DMÁX (“)

3a 42

3b 24

5a 36

5b 36

El área de estudio del Sector 1, no incluye tramos de la red de alcantarillado dentro de las zonas geotécnicas 1, 2 y 4 y por ello, no se incluyen los diámetros máximos de tubería en dichas zonas.

A partir del diámetro de la tubería y de la profundidad de la zanja se determina el ancho de la zanja para cada zona geotécnica, según los siguientes criterios, escogiendo siempre la opción más restrictiva, es decir, el mayor ancho de zanja:

A partir del diámetro de la tubería y de la profundidad de la zanja se determina el ancho de la zanja para cada zona geotécnica, de acuerdo al criterio indicado en la Especificación 201 de las Normas

y Especificaciones Generales de Construcción de EPM, mostrado en la Tabla 5.2

Tabla 5.2 Ancho de zanja en función del diámetro de la tubería (EPM)

DIÁMETRO DE LA TUBERÍA (mm) ANCHO DE ZANJA (m)

75 a 200 0,60

250 y 300 0,70

375 y 400 0,80

450 0,90

500 y 525 1,00

600 1,10

675 1,20

750 1,30

825 1,40

900 1,50

1000 1,80

Para diámetros mayores a los contemplados en la tabla anterior, el ancho de zanja será igual al diámetro exterior de la tubería más 0.40 m a cada lado.

Los valores de ancho de zanja máximo en cada una de las zonas geotécnicas se presentan en la

Tabla 5.3.

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1

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Tabla 5.3 Ancho de zanja definido para cada Zona Geotécnica

ZONA GEOTÉCNICA DMÁX (“) ANCHO DE ZANJA (m)

3a 42 1,95

3b 24 1,10

5a 36 1,50

5b 36 1,50

5.1.1.3 Inclinación de las paredes de la zanja

Se realiza el diseño con inclinación vertical de las paredes de la excavación para minimizar el volumen de excavación y el costo de las obras. Dado que todas las excavaciones con una profundidad mayor a 1,5 m deben entibarse, de acuerdo con la especificación NEGC 202 y el Artículo 616 del Estatuto de Seguridad Industrial, resolución No 02400 de 1979 solo se exige cumplir estrictamente con los factores de seguridad hasta 1,5 m.

Para mayores profundidades los entibados serán los responsables de asumir los empujes del

terreno con factores de seguridad de acuerdo con la Tabla 5.5 y con niveles de deformación

inferiores a 1/300.

5.1.2 Cargas consideradas en el diseño

Para la modelización de la excavación de las zanjas se han analizado diversas combinaciones de carga con el objetivo de encontrar la combinación más desfavorable.

Se considera una carga debida al paso de los equipos de construcción (20 kN/m) a una distancia muy pequeña de la coronación de la excavación y también se tiene en cuenta la proximidad de edificios con una carga estimada en 30 kN/m, la cual corresponde con edificaciones de hasta tres pisos de altura. Para edificaciones de mayor altura se asumió que las cimentaciones son profundas y no se verán afectadas por los trabajos realizados.

Con estos datos de entrada se estudian diferentes combinaciones de carga en un perfil hipotético

de análisis obteniendo los resultados mostrados en la Figura 5.1.

Figura 5.1 Análisis de estabilidad para distintas ubicaciones de las cargas

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Sobrecarga equipos de construcción (F.S. = 5,29)

Sobrecarga equipos de construcción y edificios en el lados opuestos (F.S. = 5,29)

Sobrecarga equipos de construcción y edificios en el mismo lado (F.S. = 4,80)

Como puede observarse, la situación más desfavorable corresponde al tercer caso mostrado, donde los equipos de construcción y los edificios se sitúan en el mismo lado de la zanja. Esta es la condición de análisis estudiada para todas las zonas geotécnicas.

La Tabla 5.4 muestra los valores adoptados para la realización de las comprobaciones de

estabilidad de las zanjas en todas las zonas geotécnicas.

Tabla 5.4 Ancho de zanja definido para cada Zona geotécnica

CARGA VALOR DE LA

CARGA DISTANCIA A ZANJA

ANCHO DE LA CARGA

Equipos de construcción 20 kN/m 0,30 m 3,05 m

Edificios 30 kN/m 4,00 m 7,00 m

Se recomienda mantener una distancia de seguridad desde la coronación de la zanja hasta los edificios cercanos, para no comprometer la estabilidad de estos ni producir asientos no deseados. Está distancia será, como mínimo, igual a la profundidad de la zanja.

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5.1.3 Sismicidad

Dada la temporalidad de las excavaciones, las condiciones de análisis corresponden a un periodo de diseño a corto plazo (durante construcción), donde solamente se tienen en cuenta las cargas gravitacionales y para los efectos dinámicos generados por la ocurrencia de un sismo se utiliza solamente el valor de diseño correspondiente a un periodo de retorno Tr = 9,3 años, por ser esta una condición de análisis con baja probabilidad de ocurrencia. Este valor se ha obtenido de la Microzonificación sísmica del área urbana de Medellín, que incluye los mapas de amenaza sísmica para periodos de retorno de 9,3 y 475,0 años, considerándose el primero para el análisis de estabilidad temporal y el segundo para permanentes.

Los factores de seguridad utilizados para el diseño son los recomendados por la Norma Sismo

Resistente Colombiana NSR-2010, presentados a continuación en la Tabla 5.5.

Tabla 5.5 Factores de seguridad básicos mínimos directos

CONDICIÓN FSBM FSBUM

Diseño Construcción Diseño Construcción

Carga Muerta + Carga Viva Normal 1.50 1.25 1.80 1.40

Carga Muerta + Carga Viva Máxima 1.25 1.10 1.40 1.15

Carga Muerta + Carga Viva Normal + Sismo de Diseño Seudo estático

1.10 1.00(*) No se permite No se permite

Taludes - Condición Estática y Agua Subterránea Normal

1.50 1.25 1.80 1.40

Taludes - Condición Seudo-estática con Agua Subterránea Normal y Coeficiente Sísmico de Diseño

1.05 1.00(*) No se permite No se permite

(*) Nota: Los parámetros sísmicos seudo estáticos de Construcción serán el 50% de los de Diseño

De acuerdo con la Microzonificación sísmica del área urbana de Medellín realizada en el año 2006 por el consorcio Microzonificación 2006 el valor para la aceleración sísmica “Aa” en el sector del proyecto, para un periodo de retorno de 9,3 años, tiene un valor de entre 0,01 y 0,08, de acuerdo

con lo indicado en la Figura 5.2.

Se considera adecuado adoptar la misma aceleración de diseño en todas las zonas geotécnicas e igual al valor máximo, que en este caso es Ad = 0,08 g, que corresponde al máximo valor esperado en la zona de estudio.

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Figura 5.2 Microzonificación sísmica Municipio de Medellín

5.1.4 Comportamiento de los materiales

El terreno de la zona de estudio está compuesto en su mayor parte por suelo de naturaleza arcillosa y limosa con menor presencia de arenas y gravas. Este suelo presenta un comportamiento cohesivo y para un análisis de estabilidad a corto plazo es conveniente utilizar parámetros no drenados, es decir, realizar el cálculo con la resistencia a corte no drenada (Su) y

un ángulo de fricción nulo ( = 0°). Pero es necesario precisar que asumir este comportamiento es correcto siempre y cuando el suelo esté totalmente saturado y en este caso, de acuerdo con las investigaciones geotécnicas no es así, pues no se ha encontrado presencia de agua en las perforaciones realizadas.

Se considera que realizar el cálculo en condiciones no drenadas sobrevalora la estabilidad de las excavaciones, quedando los resultados del lado de la inseguridad. Por tanto, se realiza el análisis

de estabilidad con parámetros drenados (c’ y ’), quedando siempre del lado de la seguridad.

Para no penalizar en exceso los diseños, se omite en el modelo de análisis la formación de la grieta de tracción, que reduce en mayor medida el factor de seguridad.

A pesar de no incluir en el modelo la grieta de tracción, se estudia de forma separada cuál sería su profundidad y la altura máxima de corte vertical, considerando que realmente se forma dicha grieta.

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Respecto a este último punto, cabe remarcar que existen muestras de suelo con valores de

humedad natural () por debajo del 90% del límite plástico (LP) y este dato es indicador de la posibilidad de formación de grietas de tracción. Pero estas muestras se presentan de forma separada, sin continuidad, en ocasiones a varios metros de profundidad, y en ninguno de los ensayos realizados se ha observado la formación de estas grietas. En resumen, no existe evidencia de que realmente se formen grietas de tracción.

La zona 5b se diferencia del resto de zonas por el comportamiento no cohesivo de los materiales que la componen. En esta zona el análisis de estabilidad también se realiza con parámetros drenados.

5.1.5 Agua en la excavación

Se considera que es preocupante la entrada de agua en una excavación cuando el material posee un coeficiente de permeabilidad k > 10-4 cm/s. Según, Holtz y Kovacs, este valor de permeabilidad separa los suelos permeables de los pobremente drenados, y por tanto, indica la posibilidad de entrada más o menos abundante de agua en la excavación.

El Sector 1 incluye parte de las zonas geotécnicas 3a, 3b, y 5a, donde todos los materiales poseen un elevado contenido en finos y se describen como arcillas o limos y no se esperan problemas por entrada de gran cantidad de agua en las excavaciones. Pero también incluye casi completamente la Zona 5b, caracterizada por materiales de comportamiento granular.

Se dispone de los resultados de permeabilidad realizados en cámara de triaxial, pero todos

corresponden a las zonas geotécnicas 1, 2 y 4. En la Tabla 5.6 se incluyen los resultados de los

ensayos citados.

Tabla 5.6 Resultados ensayos de permeabilidad

EXPLORACIÓN PROFUNDIDAD PROMEDIO (m) ZONA GEOTÉCNICA PERMEABILIDAD (cm/s)

S2-006-14 4,50 1 2,16 E-05

S2-047-69 1.65 4 7,03 E-06

S3-001-01 6,75 1 1,05 E-05

S3-002-07 3,15 2 9,80 E-06

S3-004-10 3,60 1 1,41 E-05

S3-006-15 2,10 4 6,08 E-06

S3-006-18 2,10 4 9,07 E-06

El valor promedio de la permeabilidad para la Zona Geotécnica 1 es k = 1,54 10-5 cm/s, en la Zona geotécnica 2 la permeabilidad se estima en k = 9,80 10-6 cm/s y en la Zona Geotécnica 4 en k = 7,39 10-6 cm/s.

No se dispone de ensayos de permeabilidad en la Zona 5b, formada por materiales con valores del índice de plasticidad cercanos al 7%, situándose entre el límite de los materiales con comportamiento cohesivo y granular.

Para analizar estos materiales se emplea la fórmula de Hazen, que relaciona la permeabilidad con la granulometría del suelo.

Dónde:

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k = es el coeficiente de permeabilidad (expresado en cm/s);

d10 = diámetro efectivo (en cm);

C = coeficiente de Hazen (100 ≤ C ≤ 150)

No se dispone de d10, pero se conoce que el contenido en finos promedio es del 34% y este hecho significa que el 34% de los granos han pasado por el tamiz 200 (ASTM) y por tanto, tienen un tamaño inferior a 0,074 mm (0,0074 cm). En resumen, d10 es menor o igual a 0,074 mm. Tomando este valor en la fórmula de Hazen, se obtiene:

k = 100 (0,0074)2 = 5,48 10-3 cm/s

k = 150 (0,0074)2 = 8,21 10-3 cm/s

La hipótesis realizada es el caso más desfavorable, donde se supone que todos los finos tienen un tamaño muy próximo a 0,074 mm. La realidad no es así, pues las muestras presentan cierta plasticidad, aunque muy baja y por tanto, existe un contenido en materiales arcillosos (< 0,002 mm) y seguramente partículas comprendidas entre estos dos valores.

Por otro lado, se estudia la semejanza de la curva granulométrica de los materiales analizados con curvas tipificadas. La curva granulométrica promedio de los materiales que constituyen la Zona geotécnica 5b muestra un porcentaje de finos, es decir, granos con tamaño inferior a 0,074 mm, del 34%. Y prácticamente el 100% es inferior a 10 mm.

Con estos condicionantes, la curva tipo más similar corresponde a una marga arenosa, con las siguientes características:

d10 = 0,06 mm

d60 = 0,30 mm

k = 5,83 10-4 cm/s

Este valor, es muy próximo al límite entre los suelos pobremente drenados y los permeables, aunque sigue estando ligeramente desplazado hacia el lado permeable.

Adicionalmente, cabe destacar que de acuerdo a las exploraciones realizadas en la presente campaña, no hay presencia de agua, excepto en algunos puntos aislados y que se consideran niveles colgados. Pero por el contrario, las exploraciones realizadas en 1986 para el tren metropolitano en la misma zona, indican presencia de agua. Por tanto, debe preverse sistemas la utilización de entibado impermeable o tablestacas ante la posible aparición de agua durante la fase de construcción.

Para la ejecución del tablestacado se seguirá en todo momento lo dispuesto en el Anexo G.2 – 203.A2 - Especificación de tablestacas y lo indicado en los planos.

5.1.6 Resultados del análisis

Una vez realizados los análisis de estabilidad se comprueba que los taludes de corte para la instalación de la tubería hasta 1,5 m de profundidad con paredes verticales son estables en todas las zonas geotécnicas analizadas, tanto para el análisis estático como para el seudo-estático.

En la Tabla 5.5 se resumen los factores de seguridad calculados para el análisis estático

(F.S.≥ 1,25) y el análisis seudo-estático (F.S. ≥ 1,00) para una profundidad de zanja de 1,5 m.

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Tabla 5.7 Factores de seguridad para profundidad de zanja de 1,5 m

ZONA GEOTÉCNICA 3a 3b 5a 5b

Tipo de análisis

Estático 1,81 1,81 1,94 1,71

Seudo-estático 1,71 1,71 1,82 1,60

Para profundidades de zanja hasta 2,5 m, los análisis muestran que las excavaciones siguen siendo estables con talud de corte vertical en todas las zonas geotécnicas estudiadas.

Los resultados de los análisis de estabilidad no muestran la necesidad de entibados hasta profundidades de 2,5m, pero su uso está definido por la normativa de EPM para excavaciones a partir de 1,5 m de profundidad. Por tanto, se recomienda el cumplimiento de dicha normativa.

En la Tabla 5.8 se resumen los factores de seguridad para una profundidad de zanja de 2,5 m.



Tipo de análisis

Estático 1,41 1,41 1,43 1,50

Seudo-estático 1,27 1,27 1,20 1,16

Finalmente, para profundidades de zanja de 5,0 m, se observa que los taludes de excavación verticales no son estables porque no cumplen con los factores de seguridad establecidos por la NSR-2010. Adicionalmente, debido a las limitaciones de espacio no es recomendado realizar las excavaciones con alguna inclinación ya que se pondrían en riesgo las edificaciones vecinas y por lo tanto, el diseño geotécnico establece la necesidad que los entibados diseñados cumplan con los requerimientos geotécnicos de empujes y niveles de apuntalamiento establecidos en el presente documento y en el Anexo G.1 – 203.A1 - Especificación de entibados metálicos.

Los entibados para excavaciones mayores a 2,5 m y hasta 5,0 m deben tener dos o más niveles de apuntalamientos.

En la Tabla 5.9 se resumen los factores de seguridad para la máxima profundidad de zanja que

corresponde a 5,0 m.



Tipo de análisis

Estático 0,40 0,40 0,43 0,53

Seudo-estático 0,36 0,36 0,38 0,51

Respecto a la formación de grietas o fisuras en el material, los cálculos realizados demuestran que los cortes con talud vertical se mantienen estables con factores de seguridad iguales o superiores a 1,50 m para profundidades mayores a los 5,0 m previstos, gracias a los elevados valores de resistencia a corte sin drenaje que presentan los materiales.

Para taludes inclinados, la altura crítica se reduce significativamente, dando valores muy reducidos o incluso nulos, debido a que la formulación utilizada emplea los parámetros de resistencia drenados, simulando una situación a largo plazo. Este hecho no afecta a los diseños realizados porque las excavaciones previstas en el proyecto son de tipo temporal, que permanecerán abiertas un reducido tiempo y no alcanzarán la situación de largo plazo simulada, con la total disipación de la presión intersticial. Pero los resultados mostrados son indicadoras de que no debe dejarse ninguna excavación abierta durante largo tiempo pues se compromete la estabilidad de la zanja.

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100

En la Tabla 5.10 se presentan los factores para las alturas máximas de excavación calculadas en

diferentes condiciones de análisis, como son altura crítica sin grietas y con grietas, altura crítica con sobrecarga y talud con una inclinación de 1,00V:0,25H.

Tabla 5.10 Factores de seguridad. Taludes de corte

ZONA GEOTÉCNICA TIPO DE ANÁLISIS

F.S. 3a 3b 5a

H (m)

Sin grietas 1,50 >5,00 >5,00 >5,00

Con grietas 1,50 >5,00 >5,00 >5,00

Con sobrecarga sin grietas 1,50 >5,00 >5,00 >5,00

Talud inclinado sin entibado 1,0V:0,25V

1,50 0,00 0,00 0,00

En la tabla anterior no se incluye al Zona Geotécnica 5b, ya que sus materiales poseen un comportamiento no cohesivo y no se desarrollan grietas de tracción.

Como resultado de los diseños realizados la recomendación para la inclinación de los taludes de

corte se presenta en la Tabla 5.11.

Tabla 5.11 Recomendación inclinación taludes de corte

ESTRUCTURA INCLINACIÓN

TALUDES HMÁXIMO ENTIBADO

NIVELES APUNTALAMIENTO

Redes alcantarillado Verticales 1,50 No -

Redes alcantarillado Verticales 2,50 Si 1

Redes alcantarillado Verticales 5,00 Si 2 o más

En el Anexo F. 5 se presenta el cálculo de los empujes esperados sobre los entibados, los cuales deben ser diseñados estructuralmente para que soporten estas solicitaciones.

Finalmente se incluyen los resultados de la verificación de la falla por levantamiento del fondo de la excavación. En las zonas geotécnicas 3a, 3b y 5a, compuestas por materiales cohesivos, se ha analizado la posibilidad de un levantamiento de fondo y en todas ellas se ha obtenido un factor de seguridad FS > 1,5.

En la Zona 5b, formada por materiales de comportamiento granular, se ha estudiado el fenómeno de la tubificación, que puede darse en arenas.

Para la comprobación, se considera que no hay agua por encima del fondo de excavación (situación más desfavorable) y que el estrato impermeable bajo la excavación es muy profundo (L3 = ∞). Con estos datos, se estima el empotramiento de tablestaca necesario para evitar la tubificación:

Los datos de entrada para la verificación son:

B = 1,75 m

H = 5,00 m

NF = 4,00 m

h = H – NF = 1,00 m

Arena densa (N60 = 38)

FS = 1,50

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Con estos valores, se obtiene un valor de L2/h = 0,65, como se muestra en la Figura 5.3

Figura 5.3 Estimación empotramiento de tablestacas

De ahí, se obtiene una longitud de empotramiento de las tablestacas bajo el fondo de la excavación L2 = 0,65 m. Este valor es reducido y menor al requerido por los cálculos resistentes del tablestacado, por lo que se verifica la comprobación frente a tubificación.

No se realiza la comprobación para una profundidad de zanja de 2,5 m porque se encuentra por encima del nivel freático previsto para esta zona, que es de 4,0 m.

La Tabla 5.10 muestra el resumen de las comprobaciones efectuadas y el resultado de

cumplimiento obtenido en cada una de ellas.

Tabla 5.12 Cumplimiento de la estabilidad del fondo de la excavación


Levantamiento fondo H=2,5 m -

H=5,0 m -

Tubificación H=2,5 m - - -

H=5,0 m - - -

En el Anexo F. 5, se incluye el análisis de la estabilidad del fondo de la excavación y el valor del factor de seguridad obtenido en cada caso.

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5.2 DISEÑO CIMENTACIÓN PARA TUBERIAS

En el Capítulo 2 se presentó la metodología de diseño y la formulación teórica para el diseño de la

cimentación de tuberías flexibles. A continuación se presentan los resultados del diseño realizado.

5.2.1 Tipología de cimentación

El tipo de cimentación recomendada para estos diseños está asociada a tuberías flexibles (PVC) y rígidas (concreto), y la geometría depende del diámetro de la tubería, el ancho de la zanja, el recubrimiento lateral y el uso de la rasante. De acuerdo con lo anterior se han planteado 14 tipos de cimentaciones a emplear en este proyecto, 6 de ellos para tuberías en material flexible del tipo PVC-Novafort y los 8 restantes para tuberías en concreto.

5.2.1.1 Cimentación TIPO 1

Este tipo de cimentación se utilizará en zonas en donde se cumplan las siguientes condiciones:

Uso rasante: Vía

Acabado: Pavimento (Flexible)

Recubrimiento: Menor a 90 cm

Tubería a soportar: PVC-Novafort o similar

Figura 5.4 Cimentación TIPO 1



Uso rasante: Vía


Recubrimiento: Mayor a 90 cm


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Uso rasante: Afirmado


Recubrimiento: Menor a 90 cm



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Recubrimiento: Mayor a 90 cm





Uso rasante: Andén



EPM S.A. E.S.P.





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Uso rasante: Zona verde



5.2.1.7 Cimentación CLASE A-1


Uso rasante: Vía


Tubería a soportar: Concreto

Figura 5.10 Cimentación CLASE A-1

EPM S.A. E.S.P.





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Uso rasante: Vía



Refuerzo de cimentación transversal a la tubería








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Uso rasante: Vía



Refuerzo de cimentación transversal a la tubería


5.2.1.11 Cimentación CLASE B-1


Uso rasante: Vía



Figura 5.14 Cimentación CLASE B-1

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Uso rasante: Vía






Uso rasante: Vía




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5.2.1.14 Cimentación CLASE C-1


Uso rasante: Vía



Figura 5.17 Cimentación CLASE C-1

En aquellos casos donde el escaso recubrimiento no permita el empleo de ninguna de las cimentaciones anteriormente citadas, se prevé la ejecución de encamisados, según el esquema

mostrado en la Figura 5.18.

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Figura 5.18 Esquema de encamisados de protección

Esta solución lleva asociado un refuerzo de la capa asfáltica con geomallas de fibra de vidrio, según lo indicado en el Anexo G.4 – 310 - Especificación de Refuerzo de la capa asfáltica con geomallas de fibra de vidrio, cuando la construcción de los encamisados invade el espesor destinado al acabado superficial.

Los criterios para el diseño y construcción de los encamisados se describen en el Anexo G.3 – 421.N2 - documento Especificación de encamisados.

5.2.2 Tipología material de relleno

La capacidad de la cimentación depende del tipo de material sobre el cual se apoye la tubería y de la resistencia lateral que aporte tanto el atraque (relleno lateral) de la tubería como el material natural existente en la zona de los trabajos. El valor del módulo de reacción de la subrasante se ha establecido típicamente en función de la clasificación del material y del grado de compactación del

material. En la Tabla 5.13 se presentan los valores típicos para el módulo de reacción de la

subrasante.

La subrasante corresponde con el material de apoyo de la tubería, en caso de que no exista ningún relleno será el valor correspondiente al fondo de la zanja.

Tabla 5.13 Valores de módulo de reacción de la subrasante E’

TIPO MATERIAL

DESCRIPCIÓN E' [MPa]

SUELTO BAJO MODERADO ALTO

Tipo I

Triturado 3/4”, libre de arcilla, materia orgánica, escombros y cualquier material contaminante. Esp. 404.

7,00 20,70 20,70 20,70

Tipo II Material de préstamo. Debe cumplir lo indicado en la Esp. 204:

1,40 6,90 13,80 20,70

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Tipo III Material seleccionado de la excavación. Deberá cumplir con la Esp. 204.

0,35 1,40 2,80 6,90

Tipo IV Concreto de 14 MPa (140 kg/cm2). Esp. 501.

-

A continuación se definen los distintos grados de compactación indicados en la tabla anterior:

Alto: 85-95% Proctor y mayor al 70% densidad relativa

Moderado: 85-95% Proctor y 40-70% densidad relativa

Bajo: menor al 85% Proctor y menor al 40% densidad relativa

Suelto: no cumple ninguno de los anteriores

5.2.3 Diseño cimentación tuberías

El diseño de la cimentación se realizó de acuerdo con los criterios y metodología explicada en el

Capítulo 2 del presente informe. Los resultados del diseño se presentan en el Anexo F. 4 en donde

se puede verificar el cumplimiento de los criterios de Deflexión, Pandeo y Rotura de Pared, para el caso de tubería en material flexible, y la comprobación de deflexión para el caso de tubería rígida.

5.2.4 Análisis de capacidad portante

Para las estructuras de tipo aliviadero se realizó una verificación de capacidad portante. Aunque este valor no es relevante dentro de los diseños geotécnicos de las redes de tuberías, ya que en forma general las estructuras quedan aliviadas, es decir, que la carga aplicada es menor al peso del material excavado, es importante realizar la verificación respectiva para los aliviaderos y más aún si estos se ubican cercanos a una ladera.

En el caso del proyecto Centro Parrilla estas estructuras se localizan en forma general en el centro de la vía, con dimensiones variables entre 1,5x2,5 hasta 2,5x7,5 y a diferentes profundidades. Para el chequeo por capacidad portante se prepararon ábacos de diseño con los cuales se presentan en el Anexo F. 3.

5.2.5 Módulos de reacción de la subrasante

El diseño de la estructura de concreto del aliviadero se puede diseñar por dos métodos convencionales: el método rígido convencional y el método flexible aproximado. En el método rígido convencional se entiende la carga aplicada como una reacción del suelo hacia la estructura puntual o uniformemente distribuida con la cual se calculan los cortantes y momentos a los que se encuentra sometida la estructura. Para el caso del método flexible aproximado se parte del supuesto que la losa es infinitamente rígida respecto del suelo, que la presión se distribuye en línea recta y el centroide de la presión del suelo coincide con la línea de acción de las cargas resultantes (Excentricidad = 0). El suelo se supone equivalente a un número infinito de resortes elásticos y es denominado Modelo de Winkler.

Vesic en 1961 propuso que el módulo de reacción de la subrasante podía ser calculado usando el modulo Es (Esfuerzo deformación) y propuso la siguiente expresión:

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El desarrollo de herramientas computacionales facilita la aplicación del método flexible aproximado utilizando mallas de elementos finitos apoyadas sobre resortes tipo Winkler. En el Anexo F. 3 se presenta el cálculo detallado de los módulos de reacción.

5.2.6 Análisis de compresibilidad

De forma complementaria a los parámetros geotécnicos mostrados en la Tabla 4.8, donde se

incluye el módulo de deformación (E), se realizaron ensayos de consolidación que permitieron definir valores para los índices de compresión y recompresión, necesarios para la estimación de

asientos por consolidación. En la Tabla 5.14, se incluyen dichos parámetros para cada estrato.

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Tabla 5.14 Parámetros de consolidación

PARAMETROS DE CONSOLIDACIÓN

ZONA GEOTÉCNICA

PROFUNDIDAD (m)

ENSAYOS DE LABORATORIO

CORRELACIONES

Cc Cr Cc Cr

1

0,00 -1,50 - - 0,39 0,06

1,50 -3,50 0,28 0,03 0,39 0,05

3,50 – 6,00 0,31 0,03 0,45 0,06

2

0,00 -1,50 - - 0,38 0,05

1,50 -4,00 0,40 0,04 0,50 0,07

4,00 -6,00 0,53 0,07 0,56 0,08

3

0,00 – 1,40 - - 0,24 0,03

1,40 – 4,50 0,38 0,03 0,36 0,05

4,50 – 6,30 0,14 0,02 0,33 0,04

4

0,00 – 1,50 - - 0,24 0,03

1,50 – 2,85 0,32 0,04 0,27 0,04

2,85 – 6,00 0,39 0,08 0,21 0,03

5a

0,00 – 1,40 - - 0,24 0,03

1,40 – 4,70 - - 0,32 0,04

4,70 – 6,00 - - 0,37 0,04

5b 0,00 – 1,40 - - 0,22 0,03

1,40 – 6,30 - - 0,17 0,02

Se realizó la estimación de los índices Cc y Cr a partir de ensayos de laboratorio y mediante correlaciones empíricas. Se observa que las correlaciones proporcionan valores ligeramente más elevados de dichos índices.

Los valores obtenidos para los índices de compresión son, en general, bajos e indican una deformabilidad relativamente baja. Este hecho es coherente con los módulos de deformación definidos, que se sitúan en la parte superior del rango de valores habituales para materiales arcillosos y limosos, como los encontrados en las investigaciones realizadas.

Estos valores fueron comparados con los recopilados por Holtz y Kovacs, basados en la

experiencia y en literatura geotécnica, y que se muestran en la Tabla 5.15.

Puede observarse que los valores obtenidos en el presente proyecto se encuentran entre los más bajos para materiales de aturaleza arcillo-limosa.

Tabla 5.15 Valores típicos de Cc

SOIL CC

LOWER LIMIT UPPER LIMIT AVERAGE

Normally consolidated medium sensitive clays 0,2 0,5 0,35

Chicago silty clay (CL) 0,15 0,3 0,225

Boston blue clay (CL) 0,3 0,5 0,4

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SOIL CC

LOWER LIMIT UPPER LIMIT AVERAGE

Vicksburg Buckshot clay (CH) 0,5 0,6 0,55

Swedish medium sensitive clays (CL-CH) 1 3 2

Canadian Leda clays (CL-CH) 1 4 2,5

Mexico City clay (MH) 7 10 8,5

Organic clays (OH) 4

Peats (Pt) 10 15 12,5

Organic silt and clayey silts (ML-MH) 1,5 4 2,75

San Francisco Bay Mud (CL) 0,4 1,1 0,75

San Francisco Old Bay clays (CH) 0,7 0,9 0,8

Bangkok clay (CH) 0,4

En resumen, se espera que los asentamientos debidos al peso de las estructuras y el levantamiento del fondo de las excavaciones tras la retirada del material, sean reducidos y no produzcan movimientos incompatibles con las estructuras previstas.

5.2.7 Potencial de expansión

Se analizó el potencial expansivo de los materiales detectados en las investigaciones, mediante la realización de ensayos de expansión controlado en consolidómetro. El objetivo fue estudiar la existencia de posibles materiales expansivos que pudieran ocasionar levantamientos de las estructuras diseñadas, debido a la disminución de carga que suponen las estructuras frente a la situación original.

Para ello, se compararon los valores de expansividad obtenidos en los ensayos de laboratorio con los criterios para suelos expansivos definidos en la tabla H.9.1-1 de la norma NSR-10, que se

muestra Tabla 5.16.

Tabla 5.16 Clasificación de suelos expansivos NSR-10

En la Tabla 5.17 se muestran los resultados de los ensayos de expansión controlada en

consolidómetro, agrupados por zonas geotécnicas, y en la última columna se incluye la clasificación del potencial expansivo, de acuerdo a la NSR-10.

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Tabla 5.17 Resultados ensayos expansión controlada


PROFUNDIDAD (m) EXPANSIÓN CONTROLADA POTENCIAL DE

EXPANSIÓN INICIO FIN PRESIÓN DE

EXPANSIÓN (KPa) EXPANSIBILIDAD

(%)

Zona 1

S2-005-10 1,50 2,10 110,00 1,16 Bajo

S2-006-14 4,20 4,80 11,00 0,38 Bajo

S2-006-16 3,60 4,20 0,60 0,08 Bajo

S3-001-01 1,35 1,95 19,00 0,52 Bajo

S3-001-01 3,75 4,35 0,20 0,03 Bajo

S3-001-01 6,45 7,05 21,00 0,51 Bajo

S3-004-10 1,35 1,95 79,00 1,91 Bajo

S3-004-10 3,30 3,90 0,00 0,00 Bajo

S3-004-10 5,45 6,05 5,00 0,05 Bajo

Zona 2

S2-036-57 4,05 4,65 0,00 0,14 Bajo

S3-002-07 5,45 6,05 17,00 0,03 Bajo

S3-005-14 1,35 1,95 60,00 0,64 Bajo

S3-005-14 5,45 6,05 16,00 0,47 Bajo

S3-010-25 1,80 2,40 5,00 0,05 Bajo

Zona 3

S2-036-55 3,75 4,35 1,20 0,20 Bajo

S2-041-63 3,15 3,75 0,00 0,00 Bajo

S2-041-64 1,80 2,25 0,20 0,03 Bajo

Zona 4

S3-027-58 0,90 1,50 0,00 0,01 Bajo

S3-027-58 1,50 2,10 0,00 0,00 Bajo

S3-028-59 2,25 2,85 0,20 0,00 Bajo

S3-032-64 1,80 2,40 0,20 0,03 Bajo

S3-032-65 1,80 2,40 11,00 0,16 Bajo

S3-035-70 2,40 3,00 15,00 0,34 Bajo

En todas las muestras ensayadas se obtuvieron porcentajes de expansividad inferiores al 10%, con un máximo de 1.91%. Antes estos resultados, y de acuerdo a los criterios expuestos, se considera que los materiales existentes en el área de estudio presentan un potencial de expansión bajo en todos los casos y por tanto, no se requiere adoptar ninguna medida al respecto.

En la Tabla 5.18, se presentan los valores estimados para la tensión de preconsolidación mediante

la construcción de Casagrande a partir de las curvas obtenidas en los ensayos de consolidación unidimensional.

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Tabla 5.18 Tensión de preconsolidación y grado de sobreconsolidación (OCR)


PROFUNDIDAD (m) CONSOLIDACIÓN

INICIO FIN Cc Cr EO v (kPa) p (kPa) OCR

Zona 1

S2-006-14 2,25 2,85 0,39 0,03 0,85 47,50 580,00 12,21

S3-001-01 1,35 1,95 0,20 0,03 0,83 32,50 165,00 5,08

S3-001-01 3,75 4,35 0,33 0,03 1,74 61,91 260,00 4,20

S3-004-10 1,35 1,95 0,24 0,03 1,01 72,32 370,00 5,12

S3-004-10 5,45 6,05 0,29 0,03 0,91 30,00 275,00 9,17

Zona 2

S3-002-07 1,35 1,95 0,27 0,03 0,82 30,41 530,00 17,43

S3-002-07 5,45 6,05 0,35 0,07 1,20 106,00 400,00 3,77

S3-005-14 1,35 1,95 0,46 0,03 1,20 28,30 580,00 20,50

S3-005-14 5,45 6,05 0,70 0,07 1,37 64,60 370,00 5,73

S3-010-25 1,80 2,40 0,47 0,05 1,48 34,16 220,00 6,44

Zona 3

S2-031-51 5,60 6,20 0,14 0,02 0,85 106,00 130,00 1,23

S2-050-74 1,80 2,40 0,38 0,03 1,02 35,40 140,00 3,95

Zona 4

S2-024-36 4,00 4,60 0,54 0,13 1,47 44,96 67,00 1,49

S2-047-69 1,35 1,95 0,41 0,06 1,07 30,05 240,00 7,99

S3-006-17 1,80 2,40 0,26 0,03 0,79 43,89 190,00 4,33

S3-027-58 1,50 2,10 0,17 0,02 1,22 56,53 102,00 1,80

S3-027-58 2,10 2,70 0,25 0,03 0,96 40,20 98,00 2,44

S3-028-59 2,25 2,85 0,17 0,02 0,55 56,53 102,00 1,80

S3-028-60 1,35 1,95 0,54 0,07 1,39 28,60 233,00 8,16

S3-028-60 1,35 1,95 0,50 0,07 1,39 28,55 170,00 5,95

S3-032-64 1,80 2,40 0,18 0,02 0,45 40,87 400,00 9,79

S3-032-65 1,80 2,40 0,38 0,05 1,17 40,87 140,00 3,43

S3-032-65 1,80 2,40 0,29 0,05 1,02 40,87 222,00 5,43

S3-035-69 1,50 2,10 0,23 0,03 0,80 28,61 100,00 3,50

S3-035-69 3,15 3,75 0,23 0,03 0,83 55,60 69,00 1,24

S3-035-70 1,35 1,95 0,41 0,05 1,07 30,50 115,00 3,77

S3-035-70 2,40 3,00 0,32 0,05 0,97 49,14 130,00 2,65

Adicionalmente se incluye el grado de sobreconsolidación, obtenido mediante la siguiente expresión:

V

POCR'

'

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Dónde:

’p = tensión de preconsolidación

´v= tensión efectiva in situ

Todas las muestras sobre las que se realizaron ensayos de consolidación, muestran un grado de consolidación OCR>1, lo cual indica que se trata de arcillas sobreconsolidadas, oscilando entre ligeramente y altamente sobreconsolidadas. Este hecho es coherente con los índices de compresión y los módulos de deformación obtenidos para estos materiales, presentando una deformación inferior a arcillas normalmente consolidadas.

5.2.8 Proceso constructivo

A continuación se describe el proceso constructivo propuesto para la instalación de tubería flexible y rígida de 6,0 m de largo y diámetros desde 200 mm hasta 42”, utilizando zanjas y entibados estructurales o tablestacados.

Este procedimiento puede ser optimizado en la etapa de construcción por el contratista de obra seleccionado por EPM para la ejecución de la obra de acuerdo con la experiencia que este posea en el desarrollo de obras similares a las aquí diseñadas.

Para la elaboración del proceso constructivo se han tenido en cuenta los condicionantes que presentan las obras de construcción:

La tubería forma parte del sistema del alcantarillado y se encuentra localizada en zona urbana, por lo que las zanjas deben permanecer un máximo de 48 horas abiertas de acuerdo con las Especificación 201 de las Empresas Públicas de Medellín.

El terreno se clasifica como suelo, en su mayoría arcilloso y limoso con presencia de arenas y gravas en menor cuantía, por lo que la excavación puede realizarse con medios mecánicos convencionales (retroexcavadora) y perfilados manuales en el fondo de la excavación de tal forma que se garantice apoyo uniforme de la tubería instalada y un ancho de zanja de acuerdo con los planos de diseño.

La mayor parte de las excavaciones se ubican bajo vías pavimentadas o andenes. Este hecho implica el corte y retirada del pavimento o concreto antes de iniciar la excavación y su posterior reposición tras la instalación de la tubería y llenado de la zanja.

Teniendo en cuenta estas limitaciones, se describe a continuación el proceso constructivo paso a paso:

1. Corte y retirada de pavimento superficial

2. Excavación por medios manuales hasta 1,2 m de profundidad para la detección de servicios. Si existe absoluta seguridad que no se afectarán redes de servicios existentes este primer metro de excavación puede realizarse por medios mecánicos.

3. Hinca de los perfiles metálicos especificados en el diseño estructural del entibado (tipo HEA de acuerdo con lo indicado en los planos) a ambos lados de la futura zanja (si la profundidad de la excavación es superior a 1,5 m) con una separación longitudinal entre perfiles de acuerdo lo que indiquen los planos o la especificación del entibado. Los perfiles se separan transversalmente de acuerdo con el ancho de zanja definido para cada tramo a construir. Los perfiles deben alcanzar, al menos H/5 bajo la cota de excavación prevista, siendo H la profundidad de la excavación.

1

1

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118

4. Introducción de paneles de entibado entre los perfiles hincados y el terreno a sostener, hasta la profundidad excavada y colocación de primer nivel de apuntalamientos entre 0,5 y 1,0 m de profundidad, según lo indicado en los planos.

5. Continuación de la excavación con retroexcavadora hasta 2,5 m de profundidad, con una inclinación del frente de la excavación entre 45° y 60° aproximadamente para una mayor facilidad constructiva. La longitud del tramo excavado debe ser de 8 m más la distancia requerida por el frente de la excavación y la distancia requerida al inicio del tramo o en el empalme de excavaciones de un día para otro.

6. A medida que avance la excavación se deben desplazar los paneles de entibado hacia el fondo excavado empujándolos con nuevos paneles ubicados en la parte superior de los ya instalados. Una vez se alcance una profundidad indicada en los planos, se instalará el segundo nivel de apuntalamiento.

7. Si el tramo a instalar no se localiza sobre tuberías existentes se procederá con excavación mecánica hasta alcanzar una profundidad entre 10 y 15 cm por encima del fondo de la excavación requerida según planos de diseño y a partir de este nivel se continuará de forma manual de tal forma que no se altere el terreno de apoyo.

8. Si el tramo a instalar se localiza sobre una red existente, antes de realizar la demolición del tramo a remplazar se deberán implementar medidas de manejo y control del caudal presente en la red para evitar inundar la zanja lo cual puede ocasionar inestabilidades en los entibados y por consiguiente en las paredes de la excavación. Dentro de las medidas para el control de caudal que se pueden implementar se encuentran:

a. Taponamiento temporal de las cámaras de inspección aguas arriba del tramo intervenido.

b. Taponamiento temporal de las acometidas existentes en la red intervenida.

c. Instalación temporal de manijas de trabajo.

Será responsabilidad del contratista adelantar las acciones necesarias para garantizar el desarrollo de los trabajos en seco.

9. Tan pronto se termine la excavación mecánica y manual y que el fondo de la excavación sea avalado por la interventoría del proyecto se procederá con la instalación de una capa de material como encamado con características de acuerdo al tipo de cimentación definido.

10. A continuación se procederá con la instalación de la tubería y para tal fin puede ser necesario el desplazamiento temporal de los puntales más cercanos al frente de la excavación, logrando que la tubería pueda ser ubicada en el fondo de la excavación sin deflactarla. Para facilitar esta operación no se debe colocar ningún apuntalamiento a una distancia inferior a 2,0 m desde el fondo de la excavación. Antes de quitar cualquier puntal se deberán ubicar dos puntales provisionales los más próximos posibles al eliminado, garantizando que no se presenten concentraciones de esfuerzos en la estructura y esta pueda colapsar.

11. Una vez se ubique la tubería y antes de acoplarla a la cámara de inspección o al tramo anterior de debe garantizar que no existan piedras, suelos blandos o escombros bajo la tubería a causa de la bajada del tubo. Se colocará una estructura de empuje en el frente del tubo (Elementos de madera), se limpiará la campana del tubo instalado y se lubricará el empaque del nuevo tubo antes de empujar y ajustar el elemento.

12. El empuje de la tubería se realizará con ayuda de la retroexcavadora hasta conseguir el acople correcto con el tramo de tubería anterior.

13. Antes de iniciar el llenado de la zanja deberá instalarse una estructura de transición que permita el funcionamiento de la red hasta el inicio de la siguiente etapa de construcción. Este

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elemento debe garantizar que además de existir un funcionamiento hidráulico la zanja pueda ser llenada. El llenado de la zanja se realizará una vez se dé la aprobación de la instalación por parte de la Interventoría. El relleno inicial y final de la tubería se realizaran con los materiales y las especificaciones contenidas en los planos de diseño. Las primeras capas de llenado de la zanja se deben compactar con pisón manual hasta alcanzar 30 cm sobre la clave de la tubería, para evitar esfuerzos o vibraciones perjudiciales para la tubería. Se debe rellenar simultáneamente a ambos lados de la tubería para evitar esfuerzos laterales sobre ella. A partir de ese punto, se recomienda la colocación de capas de 30 cm de espesor y realizar compactación mecánica. El número de pasadas del equipo de compactación estarán definidas por la clase de material, el equipo utilizado y la densidad especificada

14. El llenado y compactado del resto de la zanja se realizará con material propio de la excavación, siempre y cuando cumpla con los requerimientos de la Especificación 204 de las Especificaciones de Construcción de EPM. Los materiales se compactaran en capas de máximo 30 cm de espesor hasta alcanzar el 95% del Proctor Modificado.

15. Los apuntalamientos y paneles del entibado serán retirados a medida que se realice el llenado de la zanja, siempre y cuando el tramo de zanja en el cuál se efectúe el retiro del entibado, no presente problemas de inestabilidad y el relleno se coloque inmediatamente hasta cubrir mínimo 50 cm por encima de la clave de la tubería en todo el tramo considerado. Los paneles deben contar con un elemento de unión entre ellos, para permitir la extracción del panel inferior tirando desde el panel superior, si es el caso. Los perfiles metálicos se quitarán un metro antes que el relleno alcance la rasante de la vía y los huecos dejados en el terreno deben ser rellenados convenientemente con material propio de la excavación.

16. Teniendo en cuenta que las obras se realizarán en una zona con gran afluencia de tráfico vehicular y peatonal se estima que los trabajos a ejecutar serán nocturnos y que durante el día existirá una movilidad limitada pero sin obras. Por lo tanto se considera que las excavaciones se llenarán totalmente al final de cada jornada. Este hecho implica que las cantidades de excavación y el relleno y compactación (sin material) de los rellenos se incrementarán en un 40% para tramos de 6,0 m de longitud y 5,0 m de profundidad.

17. Finalmente se realizará la reposición de la estructura de pavimento original del tramo renovado de acuerdo con las especificaciones de construcción de las Empresas Públicas de Medellín.

En la Figura 5.19 se incluyen algunos esquemas que ilustran el proceso constructivo descrito

anteriormente.

Figura 5.19 Proceso constructivo

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En el caso de requerirse el uso de tablestacado, de acuerdo a los criterios incluidos en el presente informe y en las especificaciones asociadas, el proceso constructivo propuesto seguirá los mismos criterios que los descritos anteriormente para zanja con entibados, cambiando únicamente los aspectos específicos para tablestacas.

De este modo, los pasos 1, 2, 7, 8, 9, 11, 12, 13, 14, 16 y 17 de ambos procesos son exactamente iguales.

Los pasos 3 y 4 pueden resumirse, para el caso de las tablestacas, en el hincado de los elementos de tablestacado hasta conseguir la profundidad de empotramiento resultante de los cálculos e incluida en el Anexo F. 5 referente al análisis de estabilidad y también en los planos. Si los elementos de tablestacado sobresalen por encima de la rasante del terreno, puede requerirse su recorte.

Los pasos 5 y 6, consisten en la excavación progresiva mediante el uso de retroexcavadora, hasta alcanzar la profundidad de excavación definida en los planos para cada tramo de tubería.

El paso 10 consiste en el bajado de la tubería y su colocación para realizar el posterior empuje y ajuste hasta su posición final. No resulta necesaria la eliminación o el cambio de posición de ningún elemento del tablestacado.

El paso 15 hace referencia a la extracción de las tablestacas tras realizar el llenado y compactado de la zanja. Debido al escaso espesor de los elementos, no se requiere ningún llenado adicional.

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6. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES

6.1 CARACTERIZACIÓN GEOTÉCNICA

Los parámetros de resistencia obtenidos de la caracterización geotécnica son los siguientes:

Tabla 6.1 Parámetros de resistencia empleados en los análisis de estabilidad y diseño de cimentaciones para tuberías

PARAMETROS DE RESISTENCIA

Zona Geotécnica

Profundidad (m)

Drenados ' [°]

No Drenados

Módulo Elasticidad N.F.(*)

[kN/m3] c' [kPa] Su [kPa] E [Mpa]

1

0,00 -1,50 18,3 14 27 91 19

1,8 1,50 -3,50 18,1 13 34 127 27

3,50 – 6,00 18,2 15 32 114 29

2

0,00 -1,50 18,8 15 31 75 19

1,8 1,50 -4,00 17,6 28 26 127 23

4,00 -6,00 17,6 13 31 143 25

3a

0,00 – 1,40 19,2 20 31 66 19

2,5 1,40 – 4,50 18,3 18 27 99 25

4,50 – 6,30 19,1 6 42 137 29

3b

0,00 – 1,40 19,2 20 31 66 19

4,0 1,40 – 4,50 18,3 18 27 99 25

4,50 – 6,30 19,1 6 42 137 29

4

0,00 – 1,50 19,8 27 36 71 25

1,8 1,50 – 2,85 19,0 11 32 89 32

2,85 – 6,00 20,0 18 25 121 50

5a

0,00 – 1,40 19,6 20 31 95 26

4,0 1,40 – 4,70 18,7 14 33 137 40

4,70 – 6,00 17,3 14 23 115 36

5b 0,00 – 1,40 21,1 15 34 - 35

4,0 1,40 – 6,30 21,2 15 42 - 65

6.2 TALUDES

Los taludes establecidos para la construcción de redes de alcantarillado es vertical y requieren de entibados a partir de 1,50 m de altura.

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Tabla 6.2 Recomendación inclinación taludes de corte

ESTRUCTURA INCLINACIÓN

TALUDES HMÁXIMO ENTIBADO

NIVELES APUNTALAMIENTO

Redes alcantarillado Verticales 1,50 No -

Redes alcantarillado Verticales 2,50 Si 1

Redes alcantarillado Verticales 5,00 Si 2 o más

De acuerdo a los análisis de estabilidad realizados, los taludes de corte verticales son estables en algunas zonas geotécnicas, para profundidades de zanja de 2.5 m, pero se debe usar entibado para dar cumplimiento a los criterios indicados en las especificaciones y normas de EPM.

6.3 REUTILIZACIÓN MATERIAL DE EXCAVACIÓN

Teniendo en cuenta las Normas y Especificaciones Generales de Construcción de EPM y en particular la Especificación 204 en donde se plantea que se rechazaran como materiales de lleno la materia orgánica, arcillas expansivas, material granular mayor de 75 mm (3”), escombros, basuras, suelos con límite líquido mayor del 50% y suelos con humedad natural alta que por su exceso no permita obtener la compactación especificada en los diseños, se establece que con las investigaciones geotécnicas realizadas y los ensayos de laboratorio ejecutados solamente es viable utilizar el material proveniente de la excavación el obtenido en la Zona geotécnica 5b.

En la etapa de construcción y a juicio de EPM o su representante se realizarán ensayos de laboratorio adicionales sobre materiales que se observen adecuados para ser utilizados como relleno final de la tubería (Ver esquema de cimentación para identificar el relleno final).

6.4 CIMENTACIÓN TUBERÍAS

El resultado del diseño geotécnico de las cimentaciones para las tuberías de alcantarillado del Proyecto Centro Parilla arrojó como resultado que las tuberías flexibles instaladas con zanja requieren de cimentaciones Tipo 1, 2 y 5, correspondientes a usos de vía, con recubrimiento menor y mayor a 0,9 m y a uso de andén, respectivamente.

En aquellos casos donde el escaso recubrimiento no permita el empleo de ninguna de las cimentaciones anteriormente citadas, se prevé la ejecución de encamisados, o la utilización de un refuerzo de la capa asfáltica con geomallas de fibra de vidrio.

Por su parte, las tuberías rígidas necesitan cimentaciones de los Tipos C-1 y B-1, con factores de soportes iguales a 1,5 y 1,9, respectivamente. Ver Anexo F. 4.

6.5 RECOMENDACIONES GENERALES

En la cimentación el material de lleno debe cumplir con lo estipulado en la especificación 204, Lleno y Apisonado de Zanjas y Apiques, de las Normas y Especificaciones Generales de Construcción de redes de servicio de EPM E. S. P.

Las cimentaciones de todos los tramos fueron calculadas con los anchos de brecha teóricos que se indican en las tablas de diseño "Bd", en caso de presentarse cambios durante la construcción, deberán recalcularse las cimentaciones.

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El cálculo de cantidades de reposición de pavimento se efectuó con los datos conocidos a la fecha de las investigaciones geotécnicas. Si para la etapa de construcción estas condiciones han cambiado, las cantidades deberán ser ajustadas, pero este ajuste no hace parte del alcance actual de los diseños.

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7. REFERENCIAS

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8. ANEXOS

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Anexo F. 1 Informe de investigaciones geotécnicas

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Anexo F. 2 Caracterización geotécnica

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Anexo F. 3 Cálculo capacidad portante y módulos de reacción

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Anexo F. 4 Diseño de cimentaciones para tuberías

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Anexo F. 5 Estabilidad de taludes

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