Comparación entre el método Bustamante y la Guía de Micropilotes

Siempre he querido realizar este ejercicio y comparar ambos códigos de diseño: por un lado el método de Michael Bustamante, del cual escribí un post recientemente, y que es el método de más reconocido prestigio en el diseño de anclajes y micropilotes, basado en correlaciones empíricas derivadas de ensayos y pruebas de carga reales; por otro lado y tras la publicación de la Guía de Micropilotes en Obras de Carretera, en adelante GMOC, por el ministerio de fomento, una de las opciones de diseño que ofrece es emplear correlaciones para según qué tipo de terreno.

Base de la comparación.

Como punto de partida, y observando la formulación se observan diferencias que deben ser homogeneizadas para poder comparar ambos códigos.

  • En el método Bustamante, despreciando la colaboración de la punta, la comprobación la representábamos de la siguiente manera:

BvG_0001

  • Si empleamos el método del coeficiente global para mayorar las cargas, tendríamosBvG_0002

    Y si contásemos con un único estrato se traduciría enBvG_0003

  • Para comparar todo en un único parámetro deberíamos de emplearBvG_0004BvG_0005
  • Donde BvG_0006 o BvG_0007
  • donde
    • según Bustamante: BvG_0008
    • y según GMOC , BvG_0009  se toma directamente de las tablas.

Nomenclatura:

  • NEk, es el axil pésimo característico
  • E, es el coeficiente medio de mayoración de acciones (equivalente a G y Q), en edificación cuando Q se corresponde con un 30% de la carga permanente, E=0.7*G+0.3*Q
  • R, es el coeficiente de seguridad asociado a la comprobación
  • M, es el coeficiente de seguridad de minoración de resistencia (parcial)
  • D, es el diámetro nominal del micropilote
  • e, es el espesor del estrato o longitud del micropilote si se trata de un solo estrato
  • , es el parámetro de incremento de diámetro según el sistema de inyección y según el tipo de terreno
  • rfk, sería la resistencia característica obtenida directamente de la correlación para cada tipo de terreno.

Coeficientes de seguridad

 

gG

gQ

gE

gR

gM

Bustamante

1.00

1.00

1.00

2.00

1.00

GMOC

1.35

1.50

1.40

1.00

1.65

Nota:
Como se ha dicho anteriormente, gE es fruto de la combinación de gG y gQ, y que empleamos para edificación gE=0.7*gG+0.3*gQ

  • También es de notar que el método Bustamante emplea coeficientes globales, por tanto acciones sin mayorar y un coeficiente de seguridad único, R, y el GMOC emplea el método de coeficientes parciales de seguridad, por lo tanto se utilizan cargas mayoradas y coeficientes parciales de minoración de resistencias.
  • Es de destacar también que en la guía de micropilotes sólo existen tabla correlación para “arenas y gravas” y para “arcillas y limos”. Pero quien tenga a mano la guía de anclajes en obras de carretera, descubriréis que se amplían dichas tablas para “margas” y para “roca alterada” disponiendo así de las cuatro tablas que existen en el Método Bustamante.
  • Otra observación es que casi todas las correlaciones de la guía son biliniales, adoptando rectas de corte a partir de unos valores elevados del terreno. Esto no ocurre en el método Bustamente, motivo por el que a grandes valores, las curvas sí que se divergen de forma evidente. En este punto, el GMOC sería más sensato para valores elevados de SPT.
  • Como el método Bustamante no define la inyección IR, he optado por emplear una curva media entre IU e IRS. De la misma forma, el parámetro alfa, devuelve un intervalo de valores y hemos adoptado un valor medio.

Comparativa

Teniendo en cuenta todo lo anteriormente expuesto, paso a mostrar las comparaciones entre ambas curvas, para cada tipo de terreno.

Ejemplo.

Por ejemplo, una arcilla con SPT de 20, podríamos correlacionarla con la guía con

  • GMOC:         rfk=131.9 kPa, rfd=131.9/1.65=80 kPa .. rfdR=80/1.4= 57.14 kPa
  • BUSTAMANTE:     qs=120 kPa, =1.15, rfk=120*1.15=138 kPa, rfdR=138/2.0= 69 kPa

A raíz de estos resultados se podría pensar que la diferencia estriba en el coeficiente alfa pero se comprueba que en otros valores no ocurre igual. Por ejemplo, con inyección IRS, para arcilla con SPT de 20.

  • GMOC:         rfk=333 kPa, rfd=333/1.65=201 kPa .. rfdR=201/1.4= 143 kPa
  • BUSTAMANTE:     qs=202 kPa, =1.9, rfk=202*1.9=384.75 kPa, rfdR=384/2.0= 192 kPa

Conclusiones

Observando las gráficas en una primera observación sorprende el ajuste tan fino en cuanto a las arenas se refiere, para el resto de materiales, se detectan valores superiores para las correlaciones obtenidas por el método Bustamante.

Jugando con los parámetros empleados en la comparativa parece que todo apunta a que, con excepción de las arenas, las curvas convergen aproximadamente siempre que consideremos el aumento de diámetro que experimenta el micropilote por el sistema de inyección, y consideremos el 2.00 del método Bustamante y el 1.65 de la GMOC, pero NO se considere el E=1.40. Dicho de otra manera, el valor de las curvas de la guía son aproximadamente iguales a los del método Bustamante pero con el valor del incremento de diámetro incorporado, pero sin considerar que cada método utiliza diferentes valores de axil de cálculo, uno mayora las cargas y otro no.

De cualquier forma, el método Bustamante, en aplicación estricta de su formulación, arroja valores superiores a los de la GMOC y por lo tanto dimensionaría micropilotes más cortos u otorgaría a los micropilotes más resistencia. Por otra parte, al estar formulado en un método de coeficientes globales, se echa en falta los coeficientes propios para el corto plazo, la comprobación accidental y el sismo.

Vínculos

bustamante8

Comprobación de micropilote a hundimiento según el método Bustamante

A falta de normativa de obligado cumplimiento para el diseño de cimentaciones por micropilotes, el código de dimensionamiento más habitual para calcular la resistencia al hundimiento se trata de la publicación de D. Michel Bustamante y D. Carlos Oteo recogidas en “Memoria de la jornada Técnica sobre “Micropilotes” SEMSIG-AETESS. Dicha publicación es de reconocido prestigio y de amplia aceptación por la comunidad geotécnica y se basa en el empleo de correlaciones entre los índices SPT (N30) y la adherencia límite qs de la superficie y supone una recopilación de ensayos realizados a micropilotes en diferentes tipos de terreno con el objeto de determinar unas correlaciones empíricas que hasta la fecha han sido las más frecuentemente utilizadas.

Con la aparición de la Guía de Micropilotes en obras de carretera la aplicación de este código queda modificada con otras correlaciones indicadas en dicha guía pero al no ser ésta última de obligado cumplimiento queda del lado del proyectista la elección de una normativa u otra y desde el punto de vista del prestigio y la aceptación universal, el método Bustamante tiene plenas garantías.

bustamante8

Resistencia al hundimiento

El valor de resistencia de cálculo frente al modo de fallo de hundimiento deberá ser mayor o igual que el esfuerzo axil (compresión) de cálculo trasmitido por la estructura en la hipótesis o combinación de hipótesis más desfavorable.

053114_0644_Comprobacin1.png

Donde:

  • Rcd, es la resistencia de cálculo frente al modo de fallo de hundimiento (esfuerzo axil de compresión) [kN]
  • NEd, es el esfuerzo axil de cálculo (compresión) máximo [kN]

La resistencia de cálculo se obtiene minorando la resistencia característica frente al hundimiento a través del coeficiente que se exige para una comprobación dada.

053114_0644_Comprobacin2.png

La resistencia característica será la suma de las resistencias características por punta (Rpk) y por fuste (Rfk), las cuales dependen tanto de las características del elemento de cimentación como del terreno y su entorno.

053114_0641_Comprobacin3.png

Resistencia por fuste

La resistencia característica por fuste se obtiene según la expresión siguiente:

053114_0641_Comprobacin4.pngDonde:

  • Dp, es el diámetro de perforación [m]
  • ei, es el espesor del estrato i considerado [m]
  • rfki, es la resistencia unitaria por fuste en el estrato i considerado [kPa], agrupando ambos factores y su evaluación la podéis realizar en el apartado de cálculo: Micropilotes. Hundimineto según Bustamante

053114_0641_Comprobacin5.pngDonde:

  • αi, es el incremento de diámetro esperado según el tipo de inyección

alfa

  • qs, es la resistencia unitaria por fuste para cada estrato, que se determina según el tipo de terreno y según el método de inyección.

El valor de qS  depende de la naturaleza del suelo, de su consistencia o compacidad y del modo de sellado elegido para realizar los micropilotes. Los valores de qS en función del valor N del ensayo SPT es:

Arena + grava

ArenaYGrava.png

  • con sellado tipo IGU:bustamante1
  • con sellado tipo IRSbustamante2

Arcilla + limos

ArcillayLimos.png

  • con sellado tipo IRSbustamante3
  • con sellado tipo IGUbustamante4

Creta + Marga + Margocalcarea

CretayMargas.png

  • con sellado tipo IRSbustamante5
  • con sellado tipo IGUbustamante6

Roca Fragmentada

Roca.png

Nota: En los 5 primeros metros deberá considerarse un sellado tipo IGU

 Resistencia por punta

Es habitual en el cálculo de micropilotes el despreciar la contribución de la punta, sin embargo en la Guía de Micropilotes en obras de Carretera y en el Método Bustamante sí que se habilita siempre y cuando se den las condiciones adecuadas para considerar que el micropilote esté empotrado (Normalmente N>30)

bustamante7

Homogeneización con el sistema de Coeficientes de seguridad

El método Bustamante es un método basado en coeficientes de seguridad totales por lo que deben adoptarse los siguientes coeficientes de seguridad

 

Situación gG gG gQ gQ gR gM
  max min max min    
Situación 1: Persistente 1,00 1,00 1,00 0,00 2,00 1,00
Situación 1: Transitoria (corto plazo) 1,00 1,00 1,00 0,00 2,00 1,00
Situación 2: Accidental 1,00 1,00 0,30 0,00 1,80* 1,00
Situación 2: Accidental (Sismo) 1,00 1,00 0,30 0,00 1,80* 1,00

 * El 1,8 para comprobaciones sísmicas es deducido de la aplicación del CTE donde el coeficiente de seguridad es 3.00 para situaciones persistentes y 2.00 para accidental o sísmica.

 Nota: El desdoblar cada situación en dos obedece a homogeneizar el modelo de coeficientes de seguridad a lo establecido en la guía (donde se distingue entre persistente y transitoria) y al EC-7

 Nota: El conjunto gM en realidad debería ser más amplio y abarcar los términos tanf, d y c’ pero no he querido complicar la tabla.

Reducción de empotramiento en pilotes

Cuando se trata de calcular la resistencia por punta del pilote y observamos los valores que se indican en el estudio geotécnico donde para cada estrato nos ofrece el valor de resistencia por punta y por fuste, hemos de recordar que dichos valores, sobre todo el valor de la resistencia por punta se obtiene considerando que el pilote se encuentra empotrado en este terreno una determinada cantidad de terreno, normalmente 6 diámetros según el código técnico, que es lo necesario para que se genere por completo la superficie de deslizamiento dentro del estrato (zona activa 6D y zona pasiva 3D) . Por lo tanto, si nuestro estrato firme comienza a la -15 por ejemplo, y nuestro pilote tiene 0.55 m de diámetro, no podríamos considerar esa resistencia por punta hasta la cota -18.3 m.

También puede ocurrir que en el entorno de la punta se sucedan estratos de espesor menor que 6D y que obliguen a considerar varias resistencias por punta.

Pero a mi juicio, y es compartido por otras publicaciones que he visto, esto no significa que para empotramientos menores no se pueda considerar resistencia por punta; tan sólo significa que no se puede considerar toda la resistencia que ofrece la formulación.

Habitualmente, para empotramientos menores, se calcula la resistencia por punta:

 

Donde:

  • e1, e2 son los espesores de los estratos 1 y 2
  • qp1, qp2 son sus respectivas resistencias por punta
  • qp3 es la resistencia por punta del terreno que está por debajo de la punta del pilote en una longitud 3D

 

Aplicando este desarrollo, veamos un ejemplo, considerando el terreno:

 

Nivel

zinf

tipo

f

qp

Nivel 0

-3

Arenas arcillosas    
Nivel 1

-7

Arcillas limosas    
Nivel 2

-10

Arenas limosas

7

3000

Nivel 3

-100

Caliza 

150

15000

 

Donde:

  • Zinf, es la cota inferior del estrato
  • f, es la resistencia unitaria por fuste en kN/m2
  • qp, es la resistencia unitaria por punta en kN/m2

 

Un pilote de 550 mm, debería alcanzar los -13.3 m para poder considerar los 15000 kPa de la punta, pero si el pilote se quedara a la cota -12, tendríamos, la superficie de deslizamiento arrancaría a la cota -8.7. Por lo tanto:

  • e1, entre -10 y -8.7 = 1.3 m, q1=3000 kPa
  • e2, entre -10 y -12 = 2 m, q2=15000 kPa
  • e3, igual a 3D = 1.65 m, q3=15000 kPa

 

 

Lo cual en ocasiones puede ser suficiente para cumplir la comprobación de hundimiento.

 

Esta formulación personalmente no me convence porque se trata de una media aritmética entre resistencias unitarias por punta y con el agravante de que si en lugar de emplear las resistencias unitarias por punta indicadas en el estudio geotécnico quisiera calcularlos empleando la formulación analítica, es decir, proporcional a la tensión vertical existente tendría que para cada porción de terreno, calcularía una

  • e1 -> zmed1 -> v1 -> qp1
  • e2 -> zmed2 -> v2 -> qp2
  • e3 -> zmed3 -> v3 -> qp3

Si todo el terreno fuera el mismo estrato, no me daría una qp proporcional a la tensión vertical en la punta sino un resultado de resistencia por punta proporcional a la tensión vertical a la mitad de los 9D que quedaría a unos 1.5D de la punta.

Para que esta formulación sea coherente con el concepto de superficie de deslizamiento del código técnico (y otras formulaciones) y para que se pueda utilizar homogéneamente en todo tipo de terreno, he modificado la formula ponderando la parte de la curva de 3D. De esta manera la expresión adoptaría:

De esta forma, podemos fácilmente recorrer todas las longitudes posibles del pilote, hasta adoptar aquella longitud que satisface la comprobación de hundimiento obteniendo valores continuos de resistencia para todas las longitudes, alcancen o no, el empotramiento marcado por la formulación.

De esta forma y empleando el ejemplo anterior tendríamos para distintas longitudes de pilote:

Lp

15

13

12

11

10

zinf+6D

-11,7

-9,7

-8,7

-7,7

-6,7

Zinf

-15

-13

-12

-11

-10

zinf-3D

-16,65

-14,65

-13,65

-12,65

-11,65

zona pasiva

15000

13909

10273

6636

2727

zona activa

15000

15000

15000

15000

15000

qp

15000

14273

11848

9424

6818

Donde:

  • Lp, longitud de perforación
  • Zinf+6D, sería la cota donde termina la superficie de deslizamiento
  • Zinf, sería la cota de la punta del pilote
  • Zinf-3D, la cota más baja de la superficie de deslizamiento
  • Zona pasiva, representa el valor de qp media para esa zona, por encima de la punta del pilote
  • Zona activa, representa el valor de qp media para esa zona de la superficie de deslizamiento por debajo del pilote
  • qp, la resultante ponderada de resistencia por punta

 

Formulación analítica para cimentación profunda (ROM 05.05)

ROM 05.05

Situación drenada – largo plazo, 3.6.4.7.1

Resistencia por punta

qp_ANA_D

Donde:
–         qp_ANA_D
–         qp_ANA_D
–         qp_ANA_D

Resistencia por fuste

qp_ANA_D

Donde:

–          Kp, para pilotes hincados 1.00, y para perforados 0.5
–          Kf, para pilotes hincados 0.75, y para perforados 0.5
–          f, 1 para pilotes de hormigón o madera, 0,9 para prefabricados de hormigón, 0,8 para acero

Situación NO drenada – corto plazo, 3.6.4.7.2

Resistencia por punta

qp_ANA_D

Resistencia por fuste

qp_ANA_D

Donde:

–          f, 1 para pilotes de hormigón o madera, 0,9 para prefabricados de hormigón, 0,8 para acero

Formulación analítica para cimentaciones profundas (GCOC)

GCOC

Situación drenada – largo plazo, 5.10.2.5

Resistencia por punta, (5.10.2.5.1)

qp_ANA_D

Donde:
–         qp_ANA_D
–         qp_ANA_D
–         qp_ANA_D
–         qp_ANA_D

Resistencia por fuste, (5.10.2.5.2)

qp_ANA_D

Situación NO drenada – corto plazo, 5.10.2.5

Resistencia por punta, (5.10.2.5.1)

qp_ANA_D

Resistencia por fuste, (5.10.2.5.2)

qp_ANA_D

Formulación analítica para cimentaciones profundas (CTE DB SE-C)

CTE DB SE-C

Situación drenada – largo plazo, CTE DB SE-C F.2.1.1

Resistencia por punta, (F.30)

qp_ANA_D

Donde:
–          fp, para pilotes hincados 3, y para perforados 2.5
–         qp_ANA_D

Resistencia por fuste, (F.31)

qp_ANA_D

Donde:

–          kf,  1 para pilotes hincados, 0.75 para pilotes perforados
–          f, 1 para pilotes de hormigón o madera, 0,9 para prefabricados de hormigón, 0,8 para acero

Situación NO drenada – corto plazo, CTE DB SE-C F.2.1.1

Resistencia por punta, (F.32)

qp_ANA_D

Donde:
–          Np=9

Resistencia por fuste, (F.33)

qp_ANA_D

Donde:

–          f, 1 para pilotes de hormigón o madera, 0,9 para prefabricados de hormigón, 0,8 para acero

Nq

Comparativa parámetros resistentes en cimentación profunda

A la hora de calcular una cimentación, en España debemos guiarnos por 3 normas diferentes, en función si aquello que queremos cimentar es un edificio, una obra marítima, o una obra de carreteras. Si se trata de un edificio, sea del tipo que sea (residencial, público, industrial, …) debemos aplicar el Código Técnico, concretamente su documento básico de seguridad estructural cimientos (CTE DB SE-C) publicada en 2008 (última modificación). Por otra parte si se trata de una obra marítima, tenemos la ROM 5.05 (Reglamento de obras marítimas) donde en su capítulo 3 se centra en cimentaciones. Finalmente, aunque no sea de obligado cumplimiento, si aquello que tenemos que cimentar es algún elemento de carreteras, podemos emplear la Guía de Cimentaciones en Obras de Carreteras (en adelante GCOC).

Como siempre nos planteamos que haríamos frente a la cimentación de una obra de tipo industrial (refinería-siderúrgica) o cómo enfocaríamos la cimentación de elementos que no se puedan clasificar dentro de estos conceptos como urbanizaciones, monopostes, líneas de alta tensión o demás. Además siempre me resulta curioso que depende de qué tipo de elemento a cimentar sea, el terreno resista más o menos.

Consideraciones filosóficas al margen, voy a centrarme en las tres normas que os he indicado voy a comparar cómo trata cada una de ellas a los parámetros resistentes por punta y por fuste para una cimentación profunda, observando cómo varía su formulación y utilizando un ejemplo práctico. Me centraré únicamente en las formulaciones analíticas para situaciones a corto plazo (sin drenaje) y a largo plazo (con drenaje).

Como nota al margen, hay que tener en cuenta que además de estas tres normas, también coexistiría el Eurocódigo 7, que para mi gusto es de total aplicación; lástima que el mismo no hace referencia a los valores unitarios de punta y fuste y cuente con ellos como parámetros de entrada. Si alguien me orienta sobre su formulación, estaré encantado de incluirlos en la comparativa.

Habitualmente estamos acostumbrados a que el estudio geotécnico se pronuncie sobre estos valores, condicionando el diseño. Debido al número de variables, a mi juicio, los parámetros resistentes del terreno deberían ser calculados por el proyectista en función de los parámetros del terreno.

CTE DB SE-C

Situación drenada – largo plazo, CTE DB SE-C F.2.1.1

Resistencia por punta, (F.30)

qp_ANA_D

Donde:
–          fp, para pilotes hincados 3, y para perforados 2.5
–         qp_ANA_D

Resistencia por fuste, (F.31)

qp_ANA_D

Donde:

-          kf,  1 para pilotes hincados, 0.75 para pilotes perforados
–          f, 1 para pilotes de hormigón o madera, 0,9 para prefabricados de hormigón, 0,8 para acero

Situación NO drenada – corto plazo, CTE DB SE-C F.2.1.1

Resistencia por punta, (F.32)

qp_ANA_D

Donde:
–          Np=9

Resistencia por fuste, (F.33)

qp_ANA_D

Donde:

-          f, 1 para pilotes de hormigón o madera, 0,9 para prefabricados de hormigón, 0,8 para acero

GCOC

Situación drenada – largo plazo, 5.10.2.5

Resistencia por punta, (5.10.2.5.1)

qp_ANA_D

Donde:
–         qp_ANA_D
–         qp_ANA_D
–         qp_ANA_D
–         qp_ANA_D

Resistencia por fuste, (5.10.2.5.2)

qp_ANA_D

Situación NO drenada – corto plazo, 5.10.2.5

Resistencia por punta, (5.10.2.5.1)

qp_ANA_D

Resistencia por fuste, (5.10.2.5.2)

qp_ANA_D

ROM 05.05

Situación drenada – largo plazo, 3.6.4.7.1

Resistencia por punta

qp_ANA_D

Donde:
–         qp_ANA_D
–         qp_ANA_D
–         qp_ANA_D

Resistencia por fuste

qp_ANA_D

Donde:

-          Kp, para pilotes hincados 1.00, y para perforados 0.5
–          Kf, para pilotes hincados 0.75, y para perforados 0.5
–          f, 1 para pilotes de hormigón o madera, 0,9 para prefabricados de hormigón, 0,8 para acero

Situación NO drenada – corto plazo, 3.6.4.7.2

Resistencia por punta

qp_ANA_D

Resistencia por fuste

qp_ANA_D

Donde:

-          f, 1 para pilotes de hormigón o madera, 0,9 para prefabricados de hormigón, 0,8 para acero

CUADRO COMPARATIVO

 

CTE

GCOC

ROM

Formulación
Analítica.
Largo Plazo
(con drenaje)



Formulación
Analítica.
Corto Plazo
(sin drenaje)



Coeficientes de seguridad al hundimiento F1=3.0
F2=2.0
F3=2.0
F1=3.0
F2=2.6
F3=2.2
F1=2.5
F2=2.0
F3=1.8
Coeficientes parciales de las acciones gG=1.0/1.0
gQ=1.0/0.0
y según CTE SE
gG=1.0/1.0
gQ=1.0/0.0
y según IAP
gG=1.0/1.0
gQ=1.3/0.0
y según ROM 0.0 Tabla 5.10

EJEMPLO PRACTICO

A modo de ejemplo os acompaño un caso práctico, evaluado en cada una de las tres normas. Podréis comprobar que existen diferencias muy grandes entre las tres formulaciones y que las fórmulas aunque aparentemente parecidas arrojan resultados muy dispares.

Cohesión específica: 10 kPa
Ángulo de rozamiento interno: 25º
peso especifico del terreno: 20 kN/m3
Resistencia al corte sin drenaje: 250 kPa
Diámetro: 450 mm
Longitud pilote: 15 m

tensión vertical a z=15: 300 kPa
tensión vertical a z=7,5: 150 kPa

Area: 0,159 m2
Area lateral: 21,206 m2

G: 389 kN
Q: 111 kN

CTE BD SE-C GCOC ROM
Largo Plazo Rcd=765 kN Rcd=500 kN Rcd=658 kN
Corto Plazo Rcd=936 kN Rcd=688 kN Rcd=894 kN

Ver detalle de cálculo

 

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Guía De Micropilotes En Obras De Carreteras. Consideraciones Sobre El Tope Estructural


De todos es conocido que los micropilotes están excluidos explicitamente de la aplicación del código técnico y por lo tanto no tienen normativa de obligado cumplimiento. Esto genera como siempre bastantes quebraderos de cabeza a nivel técnico ya que cada cual aplica su criterio y suelen surgir problemas derivados de no tener una normativa clara de aplicación.

En relación al tope estructural, algunos compañeros consideran que en ausencia de normativa, debe regirse por el Eurocódigo, calculado como sección mixta, otros calculan con la consabida fórmula para columnas mixtas de la ya muy derogada EH-91, y otro nutrido grupo emplea la “Guía para el proyecto y ejecución de micropilotes en obras de carretera editada por el ministerio de fomento” en adelante GMOC que consiste en un acertado compendio de información sobre micropilotes con muy buena presencia.


Por lo tanto, en ausencia de normativa de obligado cumplimiento es el texto que más se emplea/exige.

En concreto sobre la comprobación de capacidad estructural, la fórmula que pide esta guía adopta la expresión:

NcRd

y donde su evaluación la podéis realizar en el apartado de cálculo: Micropilotes. GMOC. Tope Estructural

Pero como precisamente no es de obligado cumplimiento, cabe discutir la aplicación o no de cada uno de sus términos y por lo tanto aprovecho para exponer mis observaciones y abrir el debate sobre cada uno ellos.

  1. En primer lugar, el coeficiente de minoración de 1.2 (minora en un 17% la capacidad portante) viene arrastrado de la fórmula para columnas mixtas de la instrucción EH-91 art. 60 donde decía: “Como puede observarse, se ha afectado al esfuerzo axil de cálculo Nd de un coeficiente de seguridad complementario γn = 1,20, para tener en cuenta la incertidumbre que existe en el punto de aplicación de la carga“. Esto a mi juicio no tiene sentido hoy día.
  2.  El coeficiente 0.85 que reduce un 15% la capacidad de compresión de la lechada corresponde al coeficiente de cansancio que en la reciente instrucción EHE ha sido eliminado, sería lógico y coherente por lo tanto, eliminarlo también.
  3. El factor re de reducción por corrosión del diámetro exterior está tomado de la tabla 2.1 de la GMOC y esta a su vez de la norma UNE EN 14199, de “ejecución de trabajos geotécnicos especiales”, y esta a su vez cita la tabla de la norma EN 1993-5, Eurocódigo 3, pilotes, es decir para pilotes de acero en contacto con terreno, directamente. Teniendo en cuenta que la armadura estará recubierta por un recubrimiento de lechada entiendo que no debe producirse ninguna pérdida de sección por corrosión.
  4. Con relación al diámetro nominal, D, el documento en su tabla 4.1 se refiere a que independiente del diámetro del útil de perforación, el diámetro nominal adoptado se establece por el diámetro exterior de la tubería de revestimiento (entubación recuperable) probablemente por la duda que genera si el diámetro de perforación se conseguirá mantener como diámetro exterior del micropilote. Por mi parte considero que en muchos casos se incrementa el diámetro de perforación por el efecto de inyección y en otros muchos no es necesario entubar por lo que el diámetro nominal debería ser función del tipo de terreno, el tipo de inyección y el tipo de sistema de perforación.
  5. En relación al coeficiente Fuc, en función de la pérdida de resistencia por la tipología de la unión estoy de acuerdo que debe de considerarse ya que las uniones tienen pérdidas de resistencia y o se diseñan específicamente uniones sin pérdida de sección o se trata de su punto más débil. Ahora bien, de ahí a considerar una reducción del 0,5 me parece excesivo. En fabricante/suministrador de tubería debería de aportar los ensayos correspondientes a la unión que suministre o sería interesante que financiaran estudios del tipo de “ESTUDIO EXPERIMENTAL SOBRE EL COMPORTAMIENTO DE UNIONES DE MICROPILOTES” publicada por AETESS y elaborado por el Departamento de Mecánica de Medios Continuos y Teoría de Estructuras de la ETSICCP. No obstante no se deberían diseñar uniones que redujeran la capacidad portante del micropilote (para eso pones otras de menor armadura y casquillo) y ojo porque la unión roscada macho-hembra no suele llegar a tope entre armaduras.
  6. En el caso del coeficiente Fe, coeficiente en función del tipo de ejecución, entiendo que este coeficiente quiere tener en cuenta las dudas sobre la integridad del pilote ya que se centra en el tipo de entibación del terreno y las garantías que este ofrece de cara a considerar que finalmente tenemos un micropilote de diámetro Dp. A mi entender todo este coeficiente debería de considerarse en la estimación del diámetro nominal del micropilote D, entendido como he indicando antes. Además:
    1. Si el micropilote se ejecuta con nivel freático y sin revestir ni lodos, difícilmente lo podrás ejecutar, salvo que sea un autoperforante y se inyecte lechada a presión (con lo que tendrás más diámetro que el de perforación)
    2. Si se ejecuta con camisa perdida, no sólo tendrás un 1.00 sino que tendrás además otra armadura que podrías considerar en el cálculo.
    3. De cualquier forma, llegar a quitar hasta un 33% de la capacidad portante del micropilote por cuestiones de integridad cuando sabrás que se tiene al menos la sección íntegra de tubería y el espacio circular interior de lechada me parece excesivo. Casi prefiero no considerar el espacio anular entre armadura y Dp en el cálculo, que me ofrecerá menor coeficiente.
  7. Finalmente el pandeo R. Entiendo el fenómeno y estoy de acuerdo con él, lástima que no haya podido profundizar en la referencia bibliográfica porque creo que no se está considerando habitualmente.
    1. Empezando por el micropilote libre, suponiendo que exista una oquedad o que el terreno en una zona fuera inestable (lo cual es bastante común Su<15 kPa o N<7) y no colaborara ante el pandeo, según la GMOC, sería CR=H/de, y por ejemplo para una tubería de=114 mm y una altura de 3 m, estaríamos en CR=26 y por lo tanto un R=0.35 (una disminución del 65%). Aplicando el cálculo de inestabilidad de una tubería tubular de diámetro 114, y espesor 7 mm, p.e. sin considerar el relleno interior, nos daría una reducción Xi=0.505, por lo que creo que estamos en el orden de magnitud.
    2. La pega está en la consideración del terreno porque, una vez hemos salido de la consideración de terreno inestable, tenemos un CR que en su mejor valor puede valer 7 (para suelos cohesivos de Su=50 kPa, qu=100 kPa=1 kg/cm2), lo que nos dá un R=0.881. Algo me dice que se debería tener continuidad con el 1.00 y que se debería considerar también la esbeltez del pilote. En relación a esto GEOJUANJO escribió un interesante post que os dejo el enlace aquí: ¿puede pandear un pilote?

MI PROPUESTA

Dicho todo lo anterior, entiendo razonable que el tope estructural debería ser evaluado con los siguientes términos:

  • Eliminando el 1.20
  • Eliminando el 0.85
  • Considerando Fuc=1.00 (eso sí, la unión debe diseñarse para NO perder resistencia)
  • Considerando Fe=1.00 (ya que se inyectará, y como mínimo tendremos un diámetro real 1.15Dp, según Bustamante, siendo Dp el diámetro de perforación)
  • Considerando D=αDp, siendo Dp el diámetro de perforación y α según Bustamante en función del tipo de terreno y el sistema de inyección. Con ello calcularemos el Ac.
  • Considerando el efecto del pandeo en R, con el cual tengo mis dudas ya que en los primeros tramos el terreno suele ser malo o muy malo (por eso se proyecta el micropilote)

Con todo ello, conseguimos aumentar el tope estructural del micropilote considerablemente y teniendo en cuenta que el precio del micropilote va muy condicionado por la armadura y ésta por el tope estructural, interesa plantearlo. En la figura, el micropilote M1 se ha calculado considerando los coeficientes “normales” en estricta aplicación del articulado de la guía; por el contrario el micropilote M2 se ha calculado empleando idéntica formulación pero en consideración de la propuesta planteada.

M1

M2

coef

1,20

1,00

relaj

0,85

1,00

alfa

1,00

1,15

fcd

16,67

16,67

de

114,00

114,00

di

100,00

100,00

re

1,20

0,00

Fuc

0,50

1,00

Aa

963,90

2353,05

fyd

400,00

400,00

Dp

180,00

180,00

R

0,88

0,88

Fe

1,05

1,00

Ac

24483,00

31300,47

NcRd

511,52

1287,35

ADVERTENCIAS

No quiero terminar sin realizar dos salvedades:

  1. Dicho tope estructural debe ser enfrentado a acciones mayoradas (γG=1.35 y γQ=1.50) como comprobación estructural que es y dentro del marco de coherencia de la Guía.
  1. Al eliminar el 1.2 y el Fe, la comprobación puede emplearse el método del diagrama de interacción para evaluar secciones sometidas a axil y momento (con los coeficientes no era posible)
  2. No estoy seguro de que D=αDp pueda emplearse en la comprobación a hundimiento, estoy trabajando en ello ya que, por una parte es cierto que el diámetro final sería αDp y es esta la superficie que está en fricción con el terreno, sospecho que la diferencia entre las curvas de Bustamante y las de la guía, están afectadas por dicho coeficiente ya; de ser así, no se podría aplicar, porque el incremento de diámetro estaría implícito en las curvas.
  3. Por último debo recordar que la limitación de 400 MPa a límite elástico del acero es necesaria por compatibilidad de deformaciones y para un 2 por mil, corresponde a 400 MPa. Esta limitación no tendría sentido si despreciamos la contribución del cemento, que a veces, apetece, ya que, por ejemplo, en el micropilote M2 obtendríamos 1159.58 kN.

Espero que todas estas observaciones nos sirvan para plantearnos la procedencia de las fórmulas y reflexionar sobre la necesidad de normativa actualizada, de obligado cumplimiento y con indicaciones bibliográficas.

NIÑIROLA

 

roturadecono

Aplicación teoría de anclajes. Rotura de cono

Recientemente he tenido que justificar varios anclajes a estructuras de hormigón existentes, tales como muros, losas o forjados, e inevitablemente he tenido ocasión de trastear el programa de HILTI para anclajes que permite calcular una placa de anclaje acero-hormigón  ejecutada a posteriori con anclajes taladrados y sellados con resina para una configuración libre de anclajes, longitudes y demás. Esta aplicación me ha sido de utilidad en muchos momentos en mi carrera profesional y en sus sucesivas versiones han ido incorporándole diversos módulos haciendo de ésta una aplicación cada vez más interesante pudiendo en su última versión introducir combinaciones de carga e incluso importar dichas combinaciones. A continuación os dejo el enlace: PROFIS Anchor

roturadecono

Novedades HILTI Anchor

 

Las comprobaciones que realiza el programa son:

1. Comprobaciones geométricas.

a. Tamaño de placa:

b. Posición de la placa

c. Distancia al borde

d. Distancia axial

e. Espesor del material base

2. Tracción

1_roturaacero Rotura de acero
2_roturaconohormigon Rotura del cono de hormigón
4_roturaspliting Rotura combinada por pull-out (extracción) y cono de hormigón
3_roturacombinadapullout Fisuración por splitting o fisuración entre la barra y el borde de hormigón

3. Cortante

5_cortanteacero Fallo por acero
6_roturadebordehormigon Rotura del borde de hormigón
7_desconchamiento Fallo por desconchamiento

4. Rotura combinada tracción/cortante

Las comprobaciones que se realizan son, aparte de la competencia de dichos anclajes a tracción y cortante como elementos de acero, son las relativas a la competencia del anclaje embutido en el hormigón existente realizadas al amparo de la ETAG (anexo C) normalmente aunque para distribuciones de anclajes fuera de las soluciones canónigas, emplean una adaptación del método de desarrollo propio.

Como sabéis estas comprobaciones no son necesarias en el ámbito del hormigón ya que normalmente limitamos el anclaje a la comprobación de adherencia con lo que nunca se dará lugar al desarrollo del cono de rotura del hormigón pero al emplear las resinas con la adherencia mucho mayor es necesario emplear la teoría de anclajes y efectuar las comprobaciones antes mencionadas.

El análisis de este documento y el uso del mismo nos lleva a las siguientes reflexiones:

  1. Normalmente las comprobaciones relativas a la resistencia del hormigón son de lejos las más restrictivas por lo que deberíamos cuidar los diseños en los que los pernos estén cerca de su límite elástico.
  2. En el diseño de placas de anclaje sobre elementos existentes deberían realizarse estas comprobaciones y es bastante posible que configuraciones que hasta ahora daríamos por buenas no fueran tales ya que no cumplirían alguna de las comprobaciones anteriormente citadas.
  3. Además para cumplir dicha comprobación hace falta espesores y distancias entre anclajes generosas buscando unas dimensiones de cono suficientes por lo que las comprobaciones relativas a las placas (aplastamiento, tensiones, etc) no cumplirían.
  4. Como el programa de HILTI indica, no realiza las comprobaciones relativas al acero, ni al aplastamiento del hormigón, el procedimiento obliga a:
    1. Primero calcular la placa para los esfuerzos dados con el programa de HILTI (o con otro similar) hasta encontrar una solución de distribución de pernos que satisfaga todas las comprobaciones.
    2. Después trasladar la placa escogida a un programa de acero para calcular la placa con esas dimensiones y distribución de pernos.
  5. Como todas las comprobaciones relativas al anclaje en el hormigón tienen como origen la rotura de cono, y a su vez esta depende fundamentalmente de la profundad del taladro (no del diámetro) otra opción es, para una geometría de placa dada, calcular la profundidad del taladro suficiente para cumplir con el arrancamiento de cono y luego confirmar que se cumplen el resto de comprobaciones.
  • Para quien se quiera entretener calculando la resistencia de un cono de hormigón para una superficie dada a continuación os dejo un link donde podéis hacerlo. Téngase en cuenta que
  • el área real del cono de hormigón dependerá de la geometría de los anclajes traccionados y en última estancia de la profundidad del taladro
  • las excentricidades a introducir son de las de la resultante de tracciones respecto al centro de gravedad de los anclajes traccionados.

Precauciones 

A parte de los indicados, los errores más frecuentes que hemos observado en la utilización de anclajes con resina son solo siguientes:

  1. En los taladros horizontales es frecuente la pérdida de resina por la boca del taladro quedando la barra con recubrimiento parcial.
  2. Es obligado limpiar el taladro con aire comprimido y/o agua para expulsar restos de polvo del taladro, que podría eliminar la eficiencia de la resina.
  3. Es muy frecuente que al colocar la placa de anclaje en un pilar o en un muro después de construidos, al hacer los taladros para la colocación de los pernos se realicen fuera de la armadura, dando lugar a un anclaje falso, de muy poca resistencia y rotura. Para prevenir el daño en el hormigón durante el proceso de taladro, un recubrimiento mínimo cmin del corrugado a instalar debe estar asegurado, dependiendo de la longitud de empotramiento lv:
    1. cmin = 30 + 0.06lv ≥ 2ds (mm) para taladro con broca , siendo ds = diámetro de barra
    2. cmin = 50 + 0.08lv ≥ 2ds(mm) para taladro con aire comprimido
    3. Los factores 0.06 y 0.08 tienen en consideración posibles desviaciones durante el proceso de taladro. Este  valor puede ser reducido si se utilizan dispositivos especiales que garanticen la estabilidad del sistema de taladro.
  4. Separación  mínima entre barras, a = 40 mm ≥4d

 

En cuanto a su ejecución, Juan Antonio Peña Marrufo, me comenta una serie de indicaciones muy oportunas que aprovecho para publicar.

  1. Los anclajes mecánicos pueden recibir la carga inmediatamente a su colocación, aunque es fundamental colocarlos con una llave dinamométrica para no sobrepasar su par torsor máximo y romper el ancláje por torsión.
  2. Los anclajes químicos no pueden recibir la carga inmediatamente a su colocación, y se ha de respetar su tiempo de fraguado y curado tanto para su colocación, así como para la posterior aplicación de las cargas a soportar.
  3. Los anclajes mecánicos necesitan un taladro de diámetro igual al vástago del anclaje.
  4. Los anclajes químicos necesitan un taladro de diámetro igual al vástago del anclaje + 2 mm para una correcta adherencia resina-vástago/Hormigón(ó roca).
  5. Como regla general, es recomendable leer las instrucciones del fabricante y realizar el taladro adecuado para el anclaje, según sus recomendaciones.

 

Remonta de 2 plantas sobre edificio existente

Recientemente he tenido que asesorar a un cliente sobre el procedimiento a seguir al pretender ejecutar una remonta de 2 plantas sobre edificio existente del cual no se dispone de información previa alguna. Como sabéis la documentación y recursos disponibles respecto de este tema son muy escasos y por lo tanto he pensado en compartir mis pensamientos al respecto ya que durante mi trayectoria profesional he tenido que lidiar varias veces en situaciones como ésta.
A mi entender hay dos aspectos clave que determinarán el procedimiento a seguir: A) el estado del preexistente y el coste total de la rehabilitación del mismo y B) la cantidad de información previa de la que se disponga. El primero es muy determinante porque no es lo mismo repintar y sanear acabados, que rehabilitar tabiquerías, instalaciones y acabados casi como obra nueva; el coste de lo segundo hará que haya que plantearse seriamente la posibilidad de demoler el edificio antiguo y construir otro nuevo.El segundo aspecto determinará la cantidad de actuaciones necesarias para garantizar la evaluación estructural del preexistente. También determinará los sobrecostes de estas y de los controles derivados (control especial de empresa de control técnico, sobrecoste en el seguro decenal)OPCIÓN 1. REMONTA DE 2 PLANTAS SOBRE EDIFICIO EXISTENTE
En primer lugar, lo más complejo de esta opción es que sea admitido por la compañía de seguros y la empresa de control técnico el hecho de apoyarse sobre un edificio preexistente. Por lo tanto sería necesario hacer la consulta ya que de poco servirán todas las acciones previas que realicemos si no se consensuan previamente las condiciones de aceptación. De ser aceptado, los pasos a seguir irían encaminados a obtener información sobre el preexistente de cara a chequear su validez estructural para si mismo y para la remonta de plantas.

1. Estudio Geotécnico. Para el edificio a construir (B+2+2)
2. Levantamiento topográfico del edificio preexistente.
3. Levantamiento esquema estructural
4. Ensayos de caracterización de materiales. Hormigón y acero.
5. Ejecución de Plan de Catas para caracterización de armados (número, dimensión, recubrimientos, etc)
6. Evaluación estructural del preexistente
7. Proyecto de refuerzo (si fuera necesario) y rehabilitación de edificio existente
8. Proyecto de ejecución de edificio nuevo

RA mi juicio, todas las actuaciones previas serán costosas y tediosas de realizar para que finalmente no cumpla y haya que reforzar todos los pilares. Si directamente nos hacemos la idea de que no valdrán y proponemos el refuerzo de todos los pilares y el forjado “techo planta segunda” el coste de dicho refuerzo puede ser astronómico.

Debe tenerse en cuenta también los suplementos en el seguro decenal y en el control técnico por cobertura con preexistentes.

Únicamente entiendo que puede ser abordado cuando la naturaleza del preexistente tiene un valor tal que no debe ser derruido, tal como valor histórico o arqueológico. Yo he intervenido en una actuación así para un edificio emblemático en Murcia, con estructura de fábrica y forjados de madera y aún así, sólo fué viable la siguiente opción.

OPCIÓN 2. REMONTA DE DOS PLANTAS CON ESTRUCTURA INDEPENDIENTE
Se trataría de ejecutar las dos plantas añadidas como un edificio independiente pasando unos pilares metálicos atravesando el preexistente y de esta forma independizar estructuralmente ambos edificios. Esta opción más viable técnica y económicamente a mi entender, igualmente implicaría el buscar el acuerdo con compañía de seguros y control técnico sobre los criterios de aceptación. En principio no debería dar tantos problemas técnicos como la anterior ya que estaríamos hablando de un edificio nuevo y de la rehabilitación de otro antiguo de probada estabilidad. No obstante los pasos a seguir serían:

1. Estudio Geotécnico. Para el edificio a construir (B+2+2)
2. Levantamiento topográfico del edificio preexistente. (para el proyecto de rehabilitación)
3. Proyecto de rehabilitación de edificio existente
4. Proyecto de ejecución de edificio nuevo

OPCIÓN 3. DERRIBO DEL EDIFICIO ACTUAL Y CONSTRUCCIÓN DE EDIFICIO NUEVO.
Evidentemente a efectos técnicos la opción más viable, faltaría corroborarlo con los datos económicos. La comparativa debe tener en cuenta que en la opción 2 (única a mi juicio viable con las compañías de seguros y más económica) la diferencia estructural entre los dos edificios únicamente es un forjado porque para no apoyarte en el edificio de abajo, habría que hacer un forjado “suelo planta tercera” y los pilares y cimientos también habría que hacerlos nuevos. Además los costes de ejecución en esa situación serán mayores que los de obra nueva. También deberá tenerse en cuenta que para un edificio como el que nos ocupa la demolición puede rondar los 20000 €.Finalmente entiendo que en la comparativa será decisivo la entidad de la rehabilitación que se proyecte para el edificio preexistente, es decir, si se está pensando en rehabilitar integralmente el edificio, con tabiquería, instalaciones y acabados nuevos, compensa el edificio nuevo directamente. Si la rehabilitación consiste únicamente en repintar y sanear, entonces quizá traiga mas cuenta la opción segunda.