Monografia Analisis y Diseño de Estructuras de Contencion Parte 2.

DEDICATORIA Estas palabras son

expresadas por lo que siento en

reconocimiento a las personas que más quiero, por tal motivo dedico este trabajo en especial.

A Dios, quien me dio la fe, la fortaleza necesaria para salir siempre adelante pese a las dificultades, por colocarme en el mejor camino, iluminando cada paso de mi vida, y por darme la salud y la esperanza para terminar este trabajo.

A mis padres Juan y Catalina cuyo afecto y comprensión ha sido mi inspiración, a mi hermano Paúl quien ha sido mi aliciente, y a mis más queridos Amigos, pues su consejo, ha sido parte de este esfuerzo.

Cesar Augusto Miranda Molina.

AGRADECIMIENTO

Es un privilegio estudiar en UANCV, es un honor egresar de esta casa de estudios, mis sinceros agradecimientos a quienes me ofrecieron su apoyo y aportaron con un granito de arena para llegar ha concluir mis metas:

A mis Padres, Juan y Catalina a mi hermano, que con su apoyo inmenso he podido llegar a concluir mis estudios superiores de mi formación profesional.

Extiendo mi agradecimiento a todos los Ingeniero que laboran en C.A.P. de Ingeniería Civil, que con su apoyo logre cumplir uno de mis anhelos.

Y finalmente a todos mis grandes amigos y compañeros que me sirvieron de apoyo, para lograr a concluir mis estudios universitarios.

No tengo palabras para seguir diciendo el gran regocijo que me da poder terminar esta carrera en donde docentes, amigos y compañeros dejan parte de su vida, para dar vida a las ilusiones de un alumno y que hoy en día se hacen realidad. Muchas Gracias a todos…………

Cesar Augusto Miranda Molina.

INDICE

DEDICATORIA............................................................................................................................II AGRADECIMIENTO ................................................................................................................ III INDICE........................................................................................................................................ IV PRESENTACIÓN....................................................................................................................... VI INTRODUCCIÓN.....................................................................................................................VII 1.1. PLANTEAMIENTO DEL PROBLEMA. ..................................................................... 9 1.2. OBJETIVOS ..................................................................................................................... 9 2.1. LAS ESTRUCTURAS DE CONTENCION ............................................................... 11 2.2. CONSIDERACIÓN GENERALES............................................................................. 11 2.2.1. EMPUJE DE TIERRAS SOBRE ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN ............. 13 a) DETERMINACIÓN DE LOS EMPUJES DE TIERRA A PARTIR DE LOS ESTADOS ACTIVO Y PASIVO DE RANKINE ................................................... 14 b) EL ESTADO ACTIVO DE RANKINE EN SUELOS SIN COHESIÓN.............. 15 c) EL ESTADO PASIVO DE RANKINE EN SUELOS SIN COHESIÓN............... 17 d) CONSIDERACIONES GENERALES DE LOS ESTADOS ACTIVO Y PASIVO DE RANKINE EN SUELOS SIN COHESIÓN. .................................................... 19 e) ESTADOS ACTIVO Y PASIVO DE RANKINE CON RELLENO INCLINADO .................................................................................................................................... 20 f) DETERMINACIÓN DE LOS EMPUJES DE TIERRA A PARTIR DE LOS ESTADOS ACTIVO Y PASIVO DE COULOMB.................................................. 26 g) DETERMINACIÓN DE LOS EMPUJES DE TIERRA DEBIDO A SOBRECARGAS. ..................................................................................................... 31 h) CONSIDERACIÓN DE EMPUJES DEBIDO AL AGUA. ................................... 33 2.3. TEORÍA DE FALLAS................................................................................................... 35 2.3.1. ESTABILIDAD GLOBAL........................................................................................ 35 2.3.2. PRINCIPALES MÉTODOS DE CÁLCULO. ........................................................ 37 2.3.3. FACTOR DE SEGURIDAD .................................................................................... 41 2.4. DIMENSIONAMIENTO DE MUROS DE CONTENCIÓN DE TIERRAS........... 42 2.4.1. CONSIDERACIONES GENERALES PARA EL DISEÑO DE MUROS DE CONTENCIÓN ...................................................................................................................... 44  Materiales De Relleno De Trasdós Y Suelo Reforzado ........................................... 44  Sistemas de drenaje...................................................................................................... 46  Definición geométrica de muros de contención de tierras..................................... 48 2.4.2. REVISION DE ESTABILIDAD. ............................................................................. 49  Revisión por Volteo Respecto a la Punta.................................................................. 50  Revisión por Deslizamiento a lo Largo de la Base. ................................................. 51 2.5. CLASIFICACIÓN DE ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN ................................ 54 2.6. TIPOLOGIAS DE ESTRUCTURAS CONTENCIÓN DE TIERRAS ...................... 56  Estructuras de contención por gravedad.................................................................. 56  Estructuras de contención reforzadas. ...................................................................... 57

Estructuras de contención de cribas. ......................................................................... 58 Estructuras de contención de gaviones..................................................................... 62 Estructuras de contención de piedra (pedraplenes)................................................ 65 Estructuras de contención de llantas usadas. .......................................................... 66 Estructuras de contención de tierra reforzada......................................................... 68 Estructuras de contención ancladas. ......................................................................... 75 2.7. RESUMEN .................................................................................................................... 81 3.1. APLICACIÓN DE LAS TEORIAS DE EMPUJE DE TIERRAS AL DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE CONTENCION...................................................................................... 84 3.1.1. Diseño De Estructuras de Contención por Gravedad. ....................................... 84 Ejemplo 01: .......................................................................................................................... 84 Ejemplo 02: .......................................................................................................................... 88 Ejemplo 03: .......................................................................................................................... 92 Ejemplo 04: .......................................................................................................................... 96 CONCLUSIONES .................................................................................................................... 100 BIBLIOGRAFÍA ....................................................................................................................... 101      

PRESENTACIÓN El presente tema ha sido preparado con el objetivo principal de suministrar los conocimientos necesarios y adecuados para poder proyectar con seguridad los diferentes tipos de Estructuras de contención. Utilizando Criterios adecuados, estos análisis y diseños que se propondrán, aunque en general sean burdos y simplistas, permiten tener una estimación e idea de las condiciones en que se presentan, los procedimientos refinados se presentaran solo conceptualmente y se dejaran para textos especializados en la materia. Se da a conocer el comportamiento de las estructuras de contención y se presentan los principales métodos utilizados en su diseño. Para el diseño de las estructuras de contención es necesario definir la “falla” y conocer como las estructuras pueden fallar. Bajo condiciones estáticas, las estructuras de contención están sujetas a fuerzas de cuerpo relacionadas con la masa de la estructura, a empujes de suelo y a fuerzas externas como barras de anclajes y tirantes. El adecuado diseño de una estructura de contención debe establecer el equilibrio de estas fuerzas sin inducir esfuerzos de corte que se aproximen a la resistencia al corte del suelo. La falla, ya sea por deslizamiento, giro o pandeo, o algún otro mecanismo, ocurre cuando estas deformaciones permanentes se hacen excesivas. El asunto de que nivel de deformación es excesivo depende de muchos factores y es mejor analizarlo caso a caso, considerando las condiciones específicas de cada sitio. El presente tema consta de los siguientes capítulos, CAPITULO I muestra la parte del planteamiento del problema y los objetivos, CAPITULO II esta referido al marco teórico y conceptualmente se toca los temas de topologías de estructuras de contención, empujes en las estructuras, factores de seguridad entre otros, se conceptualiza el tema, se da las consideraciones de diseño y verificaciones para un buen dimensionamiento de las estructuras de contención (con diferentes un casos generales).

INTRODUCCIÓN Las estructuras de contención son elementos constructivos cuya principal misión es servir de contención, bien de un terreno natural, bien de un relleno artificial o de un elemento a almacenar. En los dos primeros casos el ejemplo típico es el de una estructura de sostenimiento de tierras, mientras que un sótano para almacén es una muestra del tercero. En las situaciones anteriores la estructura trabaja fundamentalmente a flexión, siendo la compresión vertical debida a su peso propio generalmente despreciable. En ocasiones las estructuras de contención desempeñan la función de cimiento, al transmitir las presiones o cargas suministradas por los pilares o por los forjados que se apoyan en la coronación del muro. Esta situación es característica de los muros de sótano.

El propósito de una estructura de contención es el resistir las fuerzas ejercidas por la tierra contenida, y transmitir esas fuerzas en forma segura a la fundación o a un sitio por fuera de la masa analizada de movimiento. En el caso de un deslizamiento de tierra, el muro ejerce una fuerza para contener la masa inestable, y transmite esa fuerza hacia una cimentación o zona de anclaje por fuera de la masa susceptible de moverse. Las deformaciones excesivas, o movimientos de la estructura de contención o del suelo a su alrededor deben evitarse para garantizar su estabilidad.

El análisis de la estructura contempla la determinación de las fuerzas que actúan por encima de la base de fundación, tales como empuje de tierras, peso propio, peso de la tierra, cargas y sobrecargas con la finalidad de estudiar la estabilidad al volcamiento, deslizamiento, presiones de contacto suelo-muro y resistencia mínima requerida por los elementos que conforman el muro.

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I

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1.1.

PLANTEAMIENTO DEL PROBLEMA. Cuando se va a diseñar una estructura de contención, uno se enfrenta al problema de determinar, la magnitud de las presiones o fuerzas que el suelo ejercerá sobre la estructura, así mismo el tipo de estructura de contención que seria adecuado diseñar para las solicitaciones del caso en particular.

La problemática tiene relación directa con el desconocimiento de la variedad de estructuras de contención.

1.2.

OBJETIVOS -

El objetivo del presente documento es la de suministrar de la información necesaria sobre Estructuras de contención, y el de indicar algunos procedimientos, que se pueden utilizar para determinar la magnitud de las presiones y fuerzas, sobre estructuras de contención.

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II

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MARCO TEÓRICO 2.1.

LAS ESTRUCTURAS DE CONTENCION Las estructuras de contención pueden ser divididos en tres tipologías: muros convencionales,

muros prefabricados

y muros

de

tierra

mecánicamente

estabilizada. Los muros convencionales son los de uso más extendido y los más antiguos, empleándose para su fabricación mampostería de piedra, hormigón en masa y hormigón reforzado. Los muros prefabricados (de hormigón) y los muros de tierra mecánicamente estabilizada (con inclusión de armaduras de refuerzo en el suelo), son de uso reciente, y actualmente son empleados en un gran número de aplicaciones, por su rapidez de ejecución, por las menores afecciones que generan al medio ambiente y por la reducción de costes que se alcanza en su proceso de fabricación y puesta en obra.

Durante muchos años las estructuras de contención han sido construidas casi exclusivamente de hormigón armado, siendo diseñados como muros de gravedad y como muros ménsula (cantilever). Estos tipos de estructuras son esencialmente rígidos y, en general, pueden presentar problemas estructurales cuando son cimentados en suelos de pobres características geotécnicas. Además, su coste aumenta más en estas condiciones con el aumento de su altura.

2.2.

CONSIDERACIÓN GENERALES El diseño geotécnico de un muro de contención de tierras se realiza a partir de la determinación de los esfuerzos a los que estará sometida la estructura, mediante los cuales se evalúa su estabilidad y se define la configuración geométrica capaz de resistir dichos esfuerzos en forma segura. Estos esfuerzos, denominados comúnmente “empujes”, se obtienen considerando las siguientes acciones: - empujes de las tierras ubicadas en el trasdós de la estructura;

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- eventuales sobrecargas existentes en la superficie del relleno del trasdós; - acción del agua por presencia de un nivel freático (esfuerzo hidrostático) o cursos de agua (esfuerzos de filtración); - efectos del proceso de compactación en los empujes de trasdós; y/o, - acciones de carácter extraordinario o temporal, como puede ser la acción de un sismo. Los empujes de tierra son generalmente obtenidos mediante métodos de cálculo simplificados, de base analítica o empírica, los cuales han sido desarrollados a partir del siglo XVIII y que actualmente siguen siendo empleados para el diseño de muros de contención de tierras. De todos ellos, los de más amplia aplicación corresponden a los métodos propuestos por Coulomb en 1776 y por Rankine en 1857. La teoría planteada por Coulomb, mediante el estudio del método de máximos y mínimos aplicado al problema del empuje de tierras, permitió explicar el comportamiento de rotura de los suelos a través de la definición de la línea de rotura crítica que se crea en el trasdós de un muro, cuando se alcanza la condición de equilibrio límite, la cual es obtenida una vez que se han estudiado varias superficies potenciales de falla. En sí su teoría considera que para una superficie potencial de falla, se produce un deslizamiento como un sólido rígido del terreno del trasdós de la estructura por esfuerzo cortante, una vez que se ha movilizado su máxima resistencia al corte. Por su parte, la teoría propuesta por Rankine fue una de las primeras que incorporó el concepto de plasticidad al estudio del comportamiento del suelo bajo diversos estados tensionales. Mediante la aplicación de la teoría de la resistencia al corte de los suelos propuesta por Coulomb, Rankine determinó los estados tensionales que alcanza una masa semiinfinita de suelo arenoso cuando se mueve paralelamente a la superficie, definiendo estados límites una vez que el suelo alcanza la condición de rotura. A estos estados límites los denominó estados de

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equilibrio plástico, y a partir de ellos ha sido posible explicar de una forma más racional los fenómenos de rotura posibles en una masa de suelo (Soriano, 1996). Los métodos de cálculo desarrollados por estos investigadores permiten determinar la magnitud del empuje de tierras que se genera en el trasdós de un muro de contención, para posteriormente evaluar su estabilidad ante dichas solicitaciones. La obtención de estos empujes está basada en consideraciones de equilibrio límite, mediante la definición, según el caso, de dos estados de tensiones, activo y pasivo, a partir de los cuales el suelo alcanza su estado de rotura. En la actualidad siguen siendo los métodos más empleados para el dimensionamiento de diversos muros de contención de tierras con resultados satisfactorios,

como

los

muros

convencionales

y

los

muros

de

tierra

mecánicamente estabilizados, entre otros. El empuje que genera el terreno ubicado en el trasdós de un muro plantea un problema complejo de interacción suelo-estructura, debido a que la magnitud del empuje depende de los desplazamientos y deformaciones que sufra la estructura (Ortuño, 2005). En este sentido, los métodos de cálculo señalados anteriormente no proporcionan información sobre los movimientos del muro, lo cual puede ser estudiado mediante el empleo de métodos numéricos a través de herramientas de cálculo de elementos finitos.

2.2.1.

EMPUJE DE TIERRAS SOBRE ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN Tal como se comento, han sido diversas las teorías y métodos que se han desarrollado a partir del siglo XVIII para la estimación de los empujes que actúan sobre estructuras de contención de tierras, y en su gran mayoría se basan en las propuestas hechas tanto por Coulomb como por Rankine. Entre los métodos que se han desarrollado, se encuentran: - Métodos basados en las teorías de equilibrio límite. - Métodos basados en el campo de tensiones.

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- Estimación de empujes a partir de superficies de rotura curvas. Estos métodos, en general, permiten estimar de forma bastante aproximada los empujes tanto activos como pasivos, siendo los primeros de mayor interés para el dimensionamiento de estructuras de contención convencional empleados en infraestructuras de carreteras (muros de gravedad, muros tipo ménsula, muros prefabricados y muros de tierra mecánicamente estabilizada). La incorporación de métodos numéricos, aunque poco extendido en este tipo de estructuras de contención, permiten obtener información sobre los movimientos de la estructura, lo que no es posible determinar a partir de los otros métodos.

a) DETERMINACIÓN DE LOS EMPUJES DE TIERRA A PARTIR DE LOS ESTADOS ACTIVO Y PASIVO DE RANKINE Rankine en 1857, estudió los estados de tensiones que se pueden generar al interior de una masa semi infinita de arena cuando esta se relaja o se comprime en el plano horizontal, con el propósito de definir las condiciones límites que puede desarrollar el material al momento de alcanzar el estado de rotura. La condición de rotura así definida por Rankine, implica que toda la masa de suelo se encuentra en estado de plastificación o en estado de equilibrio plástico. Una masa de suelo se encuentra en estado de equilibrio plástico si todos sus puntos están al borde la falla. Asumiendo que para alcanzar la condición de plastificación en una masa de arena se debe cumplir el criterio de rotura de MohrCoulomb (ecuación 2.3), en la figura 2.20 se representan los estados de tensiones que se desarrollan cuando se produce la falla por compresión o relajación en el plano horizontal, considerando que la tensión vertical permanece constante en todo momento.

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Figura 2.20: Estados de equilibrio plástico representados por los círculos de Mohr. Los estados de tensiones alcanzados son denominados, estado activo, cuando toda la masa de arena sufre un movimiento horizontal por relajación de sus partículas, y estado pasivo, cuando toda la masa de arena sufre un movimiento horizontal por compresión de sus partículas. Un movimiento adicional de relajación o compresión no produce estados de tensiones superiores, debido a que se ha alcanzado la condición de rotura de la masa de arena.

b) EL ESTADO ACTIVO DE RANKINE EN SUELOS SIN COHESIÓN La figura 2.21 muestra una masa semi infinita de arena de longitud l con una superficie de terreno horizontal AB. Si se analiza el estado de tensiones iniciales de un punto ubicado a una profundidad z, las tensiones vertical y horizontal sobre un elemento de suelo ubicado a dicha profundidad corresponden ambas al estado de reposo. Si se asume que la masa de arena se relaja horizontalmente, el plano vertical ab se desplaza una distancia d1 hasta alcanzar a1b1, lo que provoca una disminución de la tensión horizontal ó' ho , permaneciendo constante la tensión vertical ó'vo

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Figura 2.21: Estado activo de Rankine. Familias de planos formadas por expansión horizontal. El circulo de Mohr correspondiente al estado activo que se obtiene en toda la masa de arena, va aumentando progresivamente de tamaño desde la condición de reposo definida por ó'vo y ó'ho , hasta topar la envolvente de rotura de Coulomb. En este momento, el material ha alcanzado el estado de equilibrio plástico para la condición activa, movilizándose toda la tensión tangencial que es capaz de desarrollar sin ser posible reducir ó' h más allá de esta condición límite (figura 2.22).

La presión efectiva horizontal correspondiente a este estado límite se denomina presión de tierras activa de Rankine (σ' ha ), que como puede verse en la figura 2.22 corresponde a la mínima presión efectiva horizontal que el terreno puede alcanzar para una presión efectiva vertical (σ'vo ) que permanece invariante. En el momento de alcanzar el estado límite activo, se desarrolla una familia de planos de deslizamiento que forman un ángulo de 45+φ'/2 con la horizontal (figura 2.21)

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Figura 2.22: Circulo de Mohr obtenido para la condición de rotura activa de Rankine. Para la condición activa, la relación entre las dos tensiones actuantes a una profundidad z es.

donde Ka es denominado coeficiente de presión de tierras activa y:

c) EL ESTADO PASIVO DE RANKINE EN SUELOS SIN COHESIÓN La figura 2.23 muestra una masa semi infinita de arena de longitud l con una superficie de terreno horizontal AB. Al igual que para la condición activa, si se analiza el estado de tensiones iniciales de un punto ubicado a una profundidad z (figura 2.14), las tensiones vertical y horizontal sobre un elemento de suelo ubicado a dicha profundidad son obtenidas a partir de las ecuaciones 2.5 y 2.8, correspondiendo ambas al estado de reposo. Si se asume que la masa de arena se comprime horizontalmente, el plano vertical ab se desplaza una distancia d2 hasta alcanzar a2b2, lo que provoca un

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aumento de la tensión horizontal ó'ho , permaneciendo constante la tensión vertical ó'vo

Figura 2.23: Estado pasivo de Rankine. Familias de planos formadas por contracción horizontal El circulo de Mohr correspondiente al estado pasivo que se genera en toda la masa de arena, a diferencia de la condición activa, pasa por dos estados. Inicialmente disminuye de tamaño hasta que ó ' vo y ó ' ho se igualan, lo que queda reflejado por un punto en el plano ô v s ó'. Posteriormente, el círculo aumenta progresivamente de tamaño hasta topar la envolvente de rotura de Coulomb. En este momento, el material ha alcanzado el estado de equilibrio plástico para la condición pasiva, movilizándose toda la tensión tangencial que es capaz de desarrollar sin ser posible aumentar ó' h más allá de esta condición límite (figura 2.24). Como se aprecia en las figuras 2.21 y 2.23, el desplazamiento necesario d2 para alcanzar la condición pasiva es mayor que el desplazamiento d1 para alcanzar la condición activa. La presión efectiva horizontal correspondiente a este estado límite se denomina presión de tierras pasiva de Rankine (σhp' ), que como puede verse en la figura 2.24 corresponde a la máxima presión efectiva horizontal que el terreno puede alcanzar para una presión efectiva vertical (σ'vo ) que permanece invariante. En el momento de alcanzar el estado límite pasivo, se desarrolla una familia de

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planos de deslizamiento que forman un ángulo de 45−φ'/2 con la horizontal (figura 2.23).

Figura 2.24: Circulo de Mohr obtenido para la condición de rotura pasiva de Rankine. Para la condición pasiva, la relación entre las dos tensiones actuantes a una profundidad z es:

Donde Kp es denominado coeficiente de presión de tierras pasiva y es igual a.

d) CONSIDERACIONES GENERALES DE LOS ESTADOS ACTIVO Y PASIVO DE RANKINE EN SUELOS SIN COHESIÓN. Del análisis de los estados activo y pasivo de Rankine para suelos sin cohesión, se desprende que el esfuerzo horizontal necesario para que se desarrolle por completo la condición pasiva es mayor al esfuerzo horizontal necesario para que se desarrollen las condiciones activa y al reposo. Como resultado de ello y lo presentado en los gráficos 2.2 y 2.3, se cumple que Ka ≤ Ko ≤ K p

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Como puede verse en las gráficas anteriormente señaladas, tanto Ka como Ko disminuyen en forma aproximadamente lineal con el aumento de φ', mientras que K p aumenta de forma exponencial con el aumento de φ'. Así, por ejemplo, para el caso de arenas sueltas (φ' = 30º) la relación K p Ka ≅ 9, mientras que para el caso de arenas compactas (φ' = 45º) la relación K p Ka ≅ 32. De acuerdo a este análisis se desprende que el considerar la condición pasiva en estructuras de contención de tierras empleadas en obras de infraestructura viaria, puede llevar a resultados bastante conservadores en su diseño. Por este motivo y por condiciones de tipo constructiva, algunas normativas, como es el caso del Código Técnico de la Edificación en España, recomiendan no incluir en los diseños los esfuerzos asociados a la condición pasiva que se puede desarrollar en el intradós de un muro.

e) ESTADOS ACTIVO Y PASIVO DE RANKINE CON RELLENO INCLINADO Tal como se ha comentado en los párrafos precedentes, la teoría de Rankine fue desarrollada para la determinación de los estados de tensiones que se generan en una masa semi infinita de arena con terreno horizontal. A partir de esta condición, se han definido los coeficientes de presión de tierras activo y pasivo. Partiendo de esta base, la teoría de Rankine puede ser ampliada para la determinación de los estados activo y pasivo para un terreno que presenta un ángulo de inclinación B. La figura 2.26 muestra las tensiones vertical y horizontal que se desarrollan para esta condición. Como puede verse, ambas tensiones se ven influenciadas por la inclinación del terreno.

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Bajo los estados de tensiones presentados en la figura 2.26, la figura 2.27 muestra el círculo de Mohr correspondiente a una masa de arena con un ángulo de rozamiento interno o' y un ángulo de inclinación del terreno B. De esta figura se desprende que:

Para la condición activa, la relación entre la tensión horizontal y la tensión vertical para un plano paralelo a â está dada por la siguiente expresión.

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Según Bowles (1996), el coeficiente de presión de tierras activa para un terreno inclinado se determina a partir de la siguiente expresión.

Finalmente, la presión de tierras activa en el plano horizontal considerando que el terreno tiene un ángulo de inclinación.

Análogamente el coeficiente de presión de tierras pasiva en un plano horizontal considerando que el terreno tiene un ángulo de inclinación.

Los estados activo y pasivo definidos por Rankine, permiten determinar bajo ciertas condiciones, los empujes que se crean sobre una estructura de contención de tierras en su trasdós y su intradós. Como consecuencia de estos empujes, se desarrolla un movimiento en el plano horizontal tal como se muestra en la figura. Si el empuje de tierras en el trasdós supera a aquel que se desarrolla en el intradós, el terreno del trasdós se relaja y el del intradós se comprime.

Desarrollo de empujes sobre una estructura de contención de gravedad

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PA 

1  K A   H 2 2



K A  tan 2 45  2

Empujes De Suelo: Empuje Activo de Rankine

PP 

1  KP   H 2 2



K p  tan 2 45  2



Empujes De Suelo: Empuje Pasivo de Rankine

Empujes De Suelo: Empuje Activo Pasivo de Rankine con relleno inclinado

Donde:

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

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Ka:

Coeficiente Activo

Kp:

Coeficiente Pasivo

Ea o Pa:

Empuje Activo

Ep o Pp

Empuje Pasivo

H:

Altura de estructura

Ǿ:

Angulo de fricción interna.

C:

Cohesión.

Β:

Angulo de inclinación del terreno.

La aplicación de la teoría de Rankine al cálculo de empuje de tierras, requiere la definición de algunas hipótesis que deben ser consideradas en el cálculo, las cuales son: - Se admite que todo el terreno ubicado en el trasdós de la estructura, se encuentra en estado de plastificación generalizada. - El paramento del trasdós del muro es vertical. - El relleno del trasdós debe ser homogéneo, y de comportamiento isótropo y elástico. - No existe rozamiento entre el relleno y el muro (algunos autores definen esta condición considerando la superficie del trasdós del muro como lisa). Considerando estas hipótesis, la teoría de Rankine presenta algunas limitaciones que hacen que los empujes de tierras obtenidos sean solo una aproximación a las condiciones reales que se desarrollan en terreno. En efecto, la teoría de Rankine parte de la hipótesis que toda la masa de suelo se encuentra en estado de rotura, situación que en la práctica no se da (Ortuño, 2005). Además, los estados de esfuerzos que se desarrollan asociados a esta teoría, requieren que no haya esfuerzos cortantes en los planos verticales, lo que significa esencialmente que no exista rozamiento entre suelo y muro. Esta última situación tampoco se da en la práctica, debido a que los muros presentan rugosidad y pueden desarrollar esfuerzos cortantes en ellos (Peck et al., 2001). Esta última condición es la más limitativa en la aplicación de la teoría de Rankine en la determinación de los empujes de tierra. En condiciones reales,

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cuando un muro se desplaza en el plano horizontal debido al empuje, el terreno del trasdós se relaja y tiende a asentar, mientras que el terreno situado en el intradós se comprime y tiende a ser levantado, creándose un rozamiento en las zonas de contacto con el muro, que dependerá de la rugosidad que este presente.

Desarrollo de fuerzas de rozamiento tierras-muro. Esta situación provoca una alteración del estado tensional teórico de Rankine y de su aplicabilidad, dando lugar a una reducción del empuje activo y un aumento del empuje pasivo, obteniéndose diseños conservadores (Ortuño, 2005). A pesar de estas limitaciones, la teoría de Rankine es empleada para el dimensionamiento de una gran cantidad de estructuras de contención de tierras, incluyendo muros rígidos, muros flexibles, muros prefabricados de hormigón, muros de tierra mecánicamente estabilizada, entre otros.

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f) DETERMINACIÓN DE LOS EMPUJES DE TIERRA A PARTIR DE LOS ESTADOS ACTIVO Y PASIVO DE COULOMB Coulomb en 1776 publicó su teoría para el cálculo de empujes de tierras sobre estructuras de contención, que como comentan Jiménez Salas et al (1981), es muy anterior a las teorías planteadas por Rankine para el mismo propósito. El método propuesto por Coulomb se basa en la aplicación de las teorías de equilibrio límite, en la que se considera que el suelo ha alcanzado la rotura en una superficie potencial de deslizamiento debido a que su resistencia friccional ha sido movilizada completamente. La teoría de Coulomb se basa en suponer que, al moverse la estructura de contención bajo la acción del empuje del relleno ubicado en su trasdós, se produce el deslizamiento de una cuña de dicho terreno que se encuentra limitada por su trasdós, la línea correspondiente al plano de deslizamiento que pasa por el pie del muro y la superficie del relleno. Como se comentó en el apartado precedente, la teoría de Rankine presenta algunas limitaciones que condicionan su aplicación al dimensionamiento de estructuras de contención de tierras, en especial a lo relativo con la rugosidad que crea en su trasdós. El no considerar esta condición de contorno, lleva a una determinación bastante conservadora del empuje de tierras, debido a que la rugosidad tiende a reducir la presión de tierras activa, por lo que los resultados obtenidos a partir de la aplicación de la teoría de Rankine están del lado de la seguridad. La teoría de Coulomb, en cambio, puede adaptarse para cualquier condición de contorno, esto es, considerar la rugosidad que se crea en el trasdós de una estructura de contención y, adoptar cualquier ángulo de inclinación de la superficie del relleno y del trasdós de la estructura. Por otro lado, adopta una simplificación en la forma de la superficie de deslizamiento del relleno del trasdós cuando se desarrolla la condición activa o pasiva, asumiendo que dicha superficie

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es plana. Según Terzaghi et al (1996), el error en la determinación de la presión de tierras obtenido a partir de la teoría de Coulomb es comúnmente pequeño comparado con el asociado al uso de la teoría de Rankine. Para aplicar la teoría de Coulomb al dimensionamiento de una estructura de contención de tierras, al igual que la teoría de Rankine, se deben considerar las siguientes hipótesis (Bowles, 1996): - El suelo es isótropo y homogéneo, y tiene fricción y cohesión. - La superficie de deslizamiento es plana al igual que la superficie del relleno. - La resistencia a la fricción es distribuida uniformemente a lo largo de la superficie de deslizamiento y el coeficiente de fricción suelo-suelo es f = tgφ'. - La cuña de falla que se desarrolla en el trasdós de la estructura es un cuerpo rígido que experimenta traslación. - Existe fricción en la estructura de contención, debido al movimiento de la cuña de falla respecto a la cara de su trasdós. Esta fricción se identifica mediante un ángulo denominado frecuentemente δ. - La falla es un problema de deformación plana.

En la figura se muestra el esquema general de las condiciones de contorno que se asumen para la aplicación de la teoría de Coulomb. Como puede verse en dicha figura, la superficie de deslizamiento cb que se crea en el relleno del trasdós es ligeramente curva, pero se asume plana para simplificar la determinación de la presión lateral de tierras.

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El método de Coulomb consiste en tantear diversas superficies de deslizamiento cb y hallar, a partir de ello, los empujes correspondientes. El valor máximo del empuje de tierras obtenido de este modo, corresponde al empuje de tierras de Coulomb que actúa sobre la estructura de contención.

Esquema general de las condiciones de contorno para la aplicación de la teoría de Coulomb: (a) condición activa; (b) condición pasiva.

Para un plano de deslizamiento cb arbitrario, la cuña abc se encuentra en equilibrio bajo el peso del relleno W, la reacción de la presión de tierras resultante E y la reacción R en el plano de deslizamiento, la cual forma un ángulo 0' con la normal debido a que se asume que se desarrolla por completo la resistencia friccional en dicho plano. Por otro lado, la reacción E que se genera en el trasdós de la estructura forma un ángulo 8 con la normal, pudiendo asumir un valor positivo o negativo, dado que la magnitud del peso de las tierras W y la dirección de las fuerzas E y R son conocidas, el valor de la presión de tierras E puede ser obtenido a partir de la definición de un polígono de fuerzas.

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Condición de empuje activo de Coulomb

Condición de empuje pasivo de Coulomb

Cuando δ=β=0º y α = 90º, las formulas de Ka y Kp según Coulomb, se igualan a las formulas definidas por el estado activo y pasivo de Rankine respectivamente.

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Según Jiménez Salas et al (1981), la teoría de Coulomb es aplicable a suelos con cohesión añadiendo en el polígono de fuerzas la adherencia entre terreno y estructura en su trasdós, las presiones intersticiales en el plano de rotura y en el trasdós si hubiera filtración, y la cohesión a lo largo de dicho plano. Tomando en consideración estos antecedentes, para el caso particular de un muro con trasdós vertical y superficie de terreno horizontal, y suponiendo que no se generan presiones intersticiales ni se forman grietas en el relleno del trasdós, Packshaw (1946) ha definido la componente normal del empuje activo total como:

Los coeficientes Ka y K ac pueden ser obtenidos a partir de la siguiente figura:

Coeficientes de empuje activo en suelos con cohesión. (Tomada de Jiménez Salas et al, 1981. Geotecnia y Cimientos II)

Para el caso particular de que el rozamiento tierras-estructura sea nulo (δ = 0), los coeficientes Ka y Kac pueden ser obtenidos a partir de las siguientes expresiones:

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g) DETERMINACIÓN DE LOS EMPUJES DE TIERRA DEBIDO A SOBRECARGAS. Las soluciones analíticas para la definición de las formulaciones empleadas para el cálculo del empuje debido a sobrecargas, fueron planteadas inicialmente por Boussinesq. A partir de sus estudios, obtuvo soluciones gráficas que permiten determinar la distribución de esfuerzos en una masa de suelo producto de cargas uniformemente repartidas con distintas configuraciones y cargas puntuales. Las sobrecargas aumentan el empuje de las tierras que actúa en el trasdós de una estructura, sumándose al empuje de tierras que es debido al peso propio del material de relleno. Las sobrecargas actuantes pueden ser aplicadas tanto si el dimensionamiento de la estructura se realiza a partir de la teoría de Rankine como de la teoría de Coulomb. Sin embargo, Ortuño (2005) plantea que una de las limitaciones que presenta la teoría de Rankine en este sentido, es el que no deben existir sobrecargas concentradas en la superficie del terreno cuando se plantea su dimensionamiento a partir de esta teoría. Una sobrecarga uniformemente distribuida “S” ubicada sobre una estructura de contención de tierras con trasdós vertical y relleno de superficie horizontal (aplicación de la teoría de Rankine), actúa de forma uniformemente distribuida tal como se muestra en la figura

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Aplicación de una sobrecarga uniformemente distribuida s sobre una estructura de contención de tierras

Como puede verse en la figura, la distribución de esfuerzos en profundidad de una sobrecarga uniformemente distribuida adquiere una ley de tipo rectangular, asumiendo que dicha carga se mantiene constante en toda la altura del muro. La aplicación de esta sobrecarga genera un incremento horizontal de tensiones en el trasdós de la estructura, cuya resultante actúa a una distancia H/2 de su base. Debido a esto, el esfuerzo horizontal considerando una sobrecarga en superficie a partir de la aplicación de la teoría de Rankine, para un muro de altura H, con un relleno en su trasdós correspondiente a una masa semi-infinita de arena y de densidad γ, la resultante del empuje que actúa a una distancia H/2 de su base, q ue queda expresada por el empuje activo E a , es:

Cuando el relleno del trasdós presenta una superficie inclinada y sobre ella existe una sobrecarga uniformemente distribuida, la aplicación de la teoría de Rankine no es adecuada. En este sentido, resulta más conveniente aplicar la teoría de Coulomb, que permite determinar el empuje del relleno cuando este presenta una inclinación α con respecto a la horizontal.

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La aplicación de la teoría de Coulomb, en este sentido, requiere la resolución analítica de la cuña que actúa en el trasdós del muro la cual genera la condición de empuje activo, añadiendo la sobrecarga “S” al peso “W” de dicha cuña. A partir de esta condición, la sobrecarga “S” es introducida en la resolución analítica del empuje, generando un empuje total de:

h) CONSIDERACIÓN DE EMPUJES DEBIDO AL AGUA. La presencia de agua en el relleno de trasdós de un muro de contención de tierras, es particularmente no deseable, debido a que incrementa su peso unitario y la presión lateral de tierras. Si el nivel del agua se mantiene en una forma estable (por ejemplo, debido a la presencia de un determinado nivel freático o generación de un nivel de agua asociado a la infiltración de lluvia), a la resultante del empuje efectivo del relleno es necesario añadirle el correspondiente empuje debido al agua, lo que aumenta en forma considerable las solicitaciones sobre el muro. En condiciones hidrostáticas, para el caso particular de un relleno de trasdós vertical, con superficie horizontal y que no tiene cohesión, en la figura se presentan dos situaciones posibles que pueden crearse por la presencia de un nivel de agua.

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Empuje del agua en condiciones hidrostáticas. Condición de empuje activo. (a) Relleno completamente sumergido, y (b) relleno parcialmente sumergido

En las situaciones mostradas en la figura se aprecia que el empuje debido al agua aumenta en forma lineal con la profundidad. Dado que el agua no presenta fricción (φ' = 0), el valor de Ka =1, lo que da, como consecuencia, un empuje mayor a aquel correspondiente al relleno. Para la determinación del empuje total que se crea en el trasdós del muro bajo estas condiciones, se considera por separado el empuje debido al material de relleno de aquel debido al empuje del agua. Para cualquiera de las dos condiciones, el esfuerzo horizontal que se crea en el trasdós de la estructura debe ser obtenido en tensiones efectivas, considerando para ello que

γ′ = γsat −γw A partir de esta condición, para la situación (a) planteada en la figura el empuje activo total que se crea en el trasdós del muro debido al relleno y al agua presente, se determina mediante la siguiente expresión

De la misma manera se determina el empuje activo total en el trasdós del muro para la situación (b), a partir de la siguiente expresión

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2.3. 2.3.1.

TEORÍA DE FALLAS ESTABILIDAD GLOBAL En general, el análisis de estabilidad global tiene gran importancia en aquellos muros que son construidos sobre terrenos de baja calidad geotécnica o en aquellos casos en que el muro se encuentra emplazado sobre una ladera. Este cálculo se realiza mediante los conceptos habituales de estabilidad de taludes, en el que se analiza la posibilidad de falla conjunta del terreno de cimentación, del muro y de su relleno de trasdós, según los esquemas que se presentan en la figura 2.61

Figura 2.61: Círculos de deslizamiento pésimos en cálculo de estabilidad global de un muro de contención de tierras. Los primeros pasos en el cálculo analítico de la estabilidad de taludes los dio Coulomb, en el siglo XVIII, al desarrollar un método de cuñas enfocado al estudio de la estabilidad de muros, pero también utilizable en taludes desnudos. Ya en el siglo XIX, la construcción de líneas férreas obligó a grandes movimientos de tierras, lo que trajo como consecuencia la aparición de importantes deslizamientos y, por tanto, la necesidad de un método de cálculo para prevenirlos. Sin embargo no es hasta la primera mitad del siglo XX cuando puede hablarse de métodos analíticos que sirvieron de base a los actuales. En 1910, Fellenius desarrolla un método de cuñas, y en 1916 se utiliza por primera vez el de rebanadas, pero solo para suelos no cohesivos, y no es hasta las

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dos décadas siguientes que se consigue unificar la metodología para suelos con cohesión y con rozamiento interno, a la vez que se introduce en el cálculo el Principio de las Presiones Efectivas, definido por Terzaghi en 1926. Los métodos que pueden considerarse modernos se inician en 1954 con el de Bishop, para roturas circulares, y en 1956 el de Janbu, para superficies no circulares. La complejidad del cálculo ya era inquietante, y las sofisticaciones posteriores llegaron a hacer casi utópica la aplicación práctica, hasta que la aparición del ordenador convirtió en rutina metodologías consideradas casi imposibles, como la basada en Elementos Finitos. Hoy existen en el mercado numerosos programas informáticos que cubren suficientemente las necesidades de un profesional, aunque se hace necesario indicar que los buenos suelen ser caros, y los baratos, algunos hasta gratis en Internet, obligan a una tediosa introducción de datos, con el consiguiente riesgo de cometer un error inadvertido. Una práctica muy saludable, previa a la compra de un programa o a su utilización por primera vez en un problema real, es pedirle que calcule varios deslizamientos ya ocurridos y comprobar si los resultados se ajustan a lo comprobado sobre el terreno. Debe indicarse que antes de la expansión del ordenador se desarrollaron varios métodos simplificados, algunos de ellos basados en ábacos y en soluciones gráficas, que si en su momento llenaron un importante vacío, hoy ya no está justificado su empleo salvo como herramienta de estimación rápida y preliminar. Los programas de uso habitual en la actualidad suelen implementar los métodos de Bishop y Janbu, así como algunos de los conocidos como rigurosos o “exactos”, principalmente los de Spencer, Morgenstern y Price, y el de Sarma, que probablemente son los más experimentados. Una sucinta descripción de ellos se presenta a continuación, aunque sin entrar en las formulaciones específicas de cada uno, ya que eso se encuentra en cualquier tratado de Mecánica de Suelos. Para completar este bosquejo histórico, no pueden dejarse en el tintero los importantes esfuerzos que se están dedicando, en el campo teórico, al desarrollo

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de métodos que pueden llegar a ser realmente exactos, si se salvan las dificultades que hoy plantea el cálculo analítico de soluciones a modelos de rotura complejos. Son los basados en los teoremas de estados límites de la Teoría del Sólido Plástico que, en el tema aquí tratado, permiten definir un valor máximo para el FS en el equilibrio entre los trabajos de las fuerzas externas y los disipados internamente por la deformación, así como otro valor mínimo a partir del equilibrio entre los campos de tensiones internas y externos. La potencia de los métodos de Elementos Finitos (FEM) y de Diferencias Finitas (FDM) permite disponer de algoritmos para soluciones numéricas de problemas en esta línea, pero la parte negativa aparece cuando es necesario definir el material mediante Leyes Constitutivas mal conocidas, y que normalmente requieren la cuantificación de parámetros del suelo de difícil adquisición. En cualquier caso, son el futuro inmediato. Y dentro de las posibilidades que se están abriendo, no puede olvidarse una línea de investigación que, a partir de técnicas de Inteligencia Artificial y Redes Neuronales, busca el diseño de Sistemas Expertos que integren desde la planificación del problema hasta el proyecto de las soluciones más adecuadas, pasando, evidentemente, por la fase de cálculo.

2.3.2.

PRINCIPALES MÉTODOS DE CÁLCULO. Casi la totalidad de los métodos utilizados actualmente se basan en el denominado de las rebanadas (fig. 1), que consiste en dividir el macizo potencialmente deslizante en rebanadas verticales, calcular el equilibrio de cada una de ellas, y finalmente analizar el equilibrio global, obteniendo un Factor de Seguridad (FS) que se define como la relación entre fuerzas o momentos resistentes y fuerzas o momentos motores.

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El peso de la rebanada (W) se descompone

en

un

empuje

tangencial (WT)y otro vertical (WN), paralelo y normal, respectivamente, a la base de aquella. WT origina una tensión cortante, a la que se opone la propia resistencia al corte (s) del terreno, definida por la cohesión y la fuerza normal (WN) disminuida en la presión intersticial (u) . Las fuerzas V y H, con sus subíndices, definen

la

interacción

entre

rebanadas, y es la evaluación de estas reacciones internas lo que establece la diferencia fundamental entre

los

métodos.

Si

las

circunstancias así lo requieren puede ser necesario considerar la incidencia de Sobrecargas, fijas o temporales, las fuerzas de filtración a través del macizo, así como las acciones sísmicas. Una vez calculado FS para una determinada curva de rotura potencial, se repite el proceso para otra distinta, y así sucesivamente hasta obtener un mínimo para FS, suponiéndose entonces que esta será la curva pésima. Como puede fácilmente deducirse, en cálculo manual el proceso es lento y tedioso, prestándose a errores durante la manipulación de tan gran número de parámetros, y quedando siempre la incertidumbre de si el valor del FS que estimamos final es realmente el mínimo, o todavía podemos encontrar otra curva que lo minimice más, y aunque hay procedimientos para ir acotando progresivamente los FS, se necesita un número significativamente elevado de horas de trabajo para llegar a un valor fiable.

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Con el cálculo electrónico el procesamiento es prácticamente instantáneo, y permite analizar un gran número de alternativas, por lo que el valor mínimo de FS puede acotarse dentro de un intervalo razonablemente aceptable en un tiempo muy corto. Se exponen a continuación los fundamentos de algunos de los métodos más utilizados y contrastados por la práctica. • Método de Bishop.- Originalmente desarrollado para roturas circulares, considera que las interacciones entre rebanadas son nulas. El cálculo se lleva a cabo buscando el equilibrio de momentos respecto al centro del arco circular, aunque en la versión posterior se puede aplicar a superficies no curvas definiendo centros ficticios. • Método de Janbu.- Diseñado para superficies no necesariamente circulares, también supone que la interacción entre rebanadas es nula, pero a diferencia de Bishop busca el equilibrio de fuerzas y no de momentos. Experiencias posteriores hicieron ver que la interacción nula en el caso de equilibrio de fuerzas era demasiado restrictiva, lo que obligó a introducir un factor de corrección empírico aplicable al FS. En versión posterior, en el denominado método riguroso, se define una línea de empuje entre las rebanadas y se buscan los equilibrios en fuerzas y momentos respecto al centro de la base de cada una. • Método de Spencer.- Este, como los que se citan a continuación, también pertenecen a la categoría de los denominados rigurosos. Supone que de la interacción entre rebanadas aparece una componente de empuje con ángulo de inclinación constante, por lo que, mediante iteraciones, analiza tanto el equilibrio en momentos como en fuerzas en función de ese ángulo, hasta hacerlo converger hacia un mismo valor, calculando entonces el FS correspondiente. Es aplicable tanto a roturas circulares como generales. • Método de Morgenstern y Price.- Al igual que el anterior, también es de aplicación general, y trata de alcanzar tanto el equilibrio de momentos como de

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fuerzas. La diferencia fundamental estriba en que la interacción entre rebanadas viene dada por una función que evalúa esa interacción a lo largo de la superficie de deslizamiento. • Método de Sarma.- Significó un cambio radical respecto a la filosofía de los anteriores, ya que se busca la aceleración horizontal necesaria para que la masa de suelo alcance el equilibrio límite. El FS es calculado reduciendo progresivamente la resistencia a cortante del suelo hasta que la aceleración se anula. Por sus características es aplicable a rebanadas no verticales, y suele ser muy utilizado en el cálculo por Elementos Finitos. Ni mucho menos se agota aquí la relación de métodos existentes, pero puede considerarse que los citados son los de uso más general en la ingeniería práctica. Y ahora, la pregunta obligada podría ser: ¿Cual debe utilizarse?. La respuesta depende de muchas variables, especialmente de la geometría de la línea de rotura estimada y de los parámetros geotécnicos del terreno. En general, los que calculan FS por equilibrio de momentos están muy poco influenciados por las hipótesis respecto a la interacción entre rebanadas, por lo que, en caso de rotura circular en suelos relativamente homogéneos e isótropos, Bishop proporciona resultados fiables, pero si hay alternancia de estratos con características geotécnicas contrastadas será necesario ensayar superficies de rotura no circulares. Como recomendación general, pueden iniciarse tanteos con Bishop y Janbu para después, una vez definidas las condiciones pésimas, terminar con alguno de los métodos rigurosos. En realidad, esto no significa gasto de tiempo significativo ni inversión adicional en software, ya que la mayoría de programas implementan a Bishop y Janbu, junto a algunos de los otros citados. En la Figura 2 se expone un caso real de trazado de una carretera a media ladera en un macizo de suelo homogéneo con rotura circular, donde se aprecia la excelente aproximación que se obtiene utilizando Bishop, Janbu y Spencer.

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Por

el

contrario, en la que refleja

una

excavación junto a una calzada, los FS pésimos se obtienen con

curvas

no

circulares, apareciendo notable

una

diferencia

entre el calculado por Janbu respecto al de Spencer, aunque ambos métodos coinciden en confirmar la inestabilidad. En este caso, la sospecha de error se orienta hacia el primero, ya que la verticalidad de la línea de rotura haría necesaria una división en rebanadas casi infinitesimales para que las fuerzas en la base de las mismas puedan considerarse uniformes, con lo que se llega a una evaluación imprecisa del FS. Como confirmación, la rotura se produjo siguiendo la curva de Spencer.

2.3.3.

FACTOR DE SEGURIDAD Cuando después de todo el proceso anterior se llega a un valor del FS del orden de 2,0 o superior todo el mundo queda satisfecho y se olvida el asunto. En la banda contraria, si se está hacia el 1,1 también queda clara la decisión. Pero si el resultado queda por debajo de más o menos 1,5 y por encima de 1,2 se entra en la franja que, según algunos, debería estar prohibida.

Todo el que ha tenido que tomar una decisión con un FS en esa banda sabe lo difícil que resulta. Y el nivel de confianza en un resultado depende de los sucesivos niveles de confianza asumidos a lo largo de todo el proceso descrito en

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el apartado anterior. Si la fase de investigación ha sido exhaustiva, y se tiene confianza en que la modelización se ha llevado a cabo de forma correcta, no surge la más mínima duda a la hora de tomar una decisión, pero si han quedado lagunas en el proceso, el valor que se obtenga para FS carece de importancia porque es ficticio. Suponiendo que todas las fases se han cubierto con suficiente garantía, el valor que se tome para el FS aceptable depende, en primer lugar, del nivel de riesgo, y después de la magnitud de las actuaciones implicadas, ya que en la propia esencia de la Ingeniería se encuentra el buscar un equilibrio entre inversión y resultados. No es infrecuente que se lleguen a plantear soluciones faraónicas para salvar una situación que, simplemente, puede obviarse. Por otra parte, al plantearse la ejecución de determinadas obras, un FS alto no siempre es deseable, pues implica una actuación excesivamente costosa. Piénsese en la construcción de una presa de tierra, en la que un pequeño aumento del FS puede significar un volumen muy importante de material adicional que posiblemente no esté justificado. Todas estas circunstancias hacen que no se puedan tabular las decisiones en función del Factor de Seguridad. Lo importante a considerar es que este último debe ser tomado como un parámetro estadístico, y que no necesariamente un FS de 0,9 significa catástrofe irremediable, sino que hay una probabilidad muy alta de que realmente ocurra, aunque es evidente que nadie en su sano juicio firmaría por ese valor.

2.4.

DIMENSIONAMIENTO DE MUROS DE CONTENCIÓN DE TIERRAS Un muro de contención de tierras correctamente proyectado debe satisfacer dos requisitos iniciales: primero, para hacer a la estructura segura contra falla por vuelco y asentamiento excesivo, la presión bajo la base no debe exceder a la capacidad de carga admisible del terreno de cimentación; además, la estructura en

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conjunto debe tener un factor de seguridad adecuado con respecto al deslizamiento a lo largo de su base, o a lo largo de cualquier estrato débil debajo de su base. Segundo, toda la estructura, así como cada una de sus partes debe poseer la resistencia adecuada. Las presiones y fuerzas correspondientes proporcionan la base para revisar la resistencia estructural máxima en diferentes secciones críticas (Peck et al, 2001). El dimensionamiento de un muro de contención de tierras consiste en la definición preliminar de su geometría y de sus dimensiones mínimas, a partir del cual se realiza el estudio de estabilidad. En general, el procedimiento para el dimensionamiento es esencialmente de tanteos. Se suponen dimensiones provisionales antes de poder investigar la estabilidad o la resistencia estructural. A partir de las dimensiones inicialmente definidas, se realiza un cálculo de estabilidad de la estructura, que dependiendo del tipo de muro puede ser tanto externa como interna. En función de los resultados obtenidos, se evalúa la necesidad de modificar algunas de las dimensiones, antes de obtener un proyecto satisfactorio. En este sentido, los factores que más influyen en la definición geométrica de una estructura de contención de tierras, son los siguientes: - Tipo y altura de la estructura. - Magnitud del empuje. - Existencia de sobrecargas. - Inclinación del relleno del trasdós. - Calidad del terreno de cimentación. Para dimensionar apropiadamente un muro de contención de tierras, es necesario conocer los parámetros básicos del suelo (peso específico volumétrico, ángulo de fricción interna y cohesión) retenidos detrás del muro y del suelo debajo de la base. Conocer las propiedades del suelo detrás del muro permite determinar la distribución de la presión lateral necesaria para el diseño. Además, para el caso

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particular de las estructuras de tierra mecánicamente estabilizada, es necesario definir la interacción del relleno reforzado con las armaduras de refuerzo, la cual se define a partir de los parámetros mecánicos del material que es empleado para este objetivo.

2.4.1.

CONSIDERACIONES GENERALES PARA EL DISEÑO DE MUROS DE CONTENCIÓN El dimensionamiento de un muro de contención de tierras debe incluir, además de su diseño estructural, recomendaciones sobre los materiales de relleno que deben ser dispuestos en el trasdós de la estructura (caso de muros convencionales y prefabricados) y en el suelo reforzado (caso de muros de tierra mecánicamente estabilizada) y definición de los sistemas de drenaje que permitan eliminar eventuales empujes hidrostáticos por presencia de flujos de agua.

Materiales De Relleno De Trasdós Y Suelo Reforzado Según Terzaghi, Peck y Mesri (1996), el término “relleno” se refiere generalmente a todos los materiales soportados lateralmente por el muro o estructura de contención. Estos autores presentan una clasificación de los distintos tipos de suelos que pueden ser empleados como material de relleno en muros de contención de tierras, y que se detalla en la tabla 2.8. En esta tabla, los suelos de mejores propiedades geotécnicas para ser empleados con tales propósitos son clasificados como tipo 1. En general, los materiales más apropiados para ser empleados en rellenos de trasdós de muros de contención son los suelos permeables de grano grueso, con bajos o nulos contenidos de limos y arcillas (suelos tipo 1). Estos suelos, como pueden ser las arenas y las gravas, presentan ciertas ventajas como son: drenan

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fácilmente, no son susceptibles a los efectos de las heladas y no pierden estabilidad con el paso del tiempo. Tabla 2.8: Tipos de rellenos para muros de retención. Tipo

Clase de relleno Suelo granular grueso sin presencia de partículas de suelo

1

fino, muy permeable (arenas limpias o gravas). Suelo de grano grueso de baja permeabilidad debido a la

2

presencia de partículas de tamaño limo. Suelo residual con piedras, arena limosa fina y material

3

granular, con importante contenido de arcilla.

4

Arcilla blanda o muy blanda, limos orgánicos, o arcillas limosas.

5

Arcilla media o firme.

(Tomada de Terzaghi et al, 1996. Soil Mechanics in Engineering Practice)

Por su parte, el uso de materiales menos apropiados como pueden ser los suelos de grano fino con contenidos de limos y arcillas superiores a 5%, pueden generar un aumento en la presión de tierras en el trasdós del muro y por consiguiente, aumentar el costo de la estructura (suelos tipo 2 y 3). Además, estos materiales no pueden drenarse fácilmente, pueden verse alterados por el efecto de la helada y pueden experimentar una disminución de su resistencia al corte cuando aumenta su contenido de humedad. Las arcillas rígidas, limos arcillosos o suelos orgánicos, pueden experimentar aumentos de volumen al entrar en contacto con el agua, generando mayores presiones y movimientos progresivos del muro (suelos tipo 4 y 5). Además, en el caso de presentarse abertura de grietas en la superficie del terreno, en caso de lluvias el agua puede penetrar con facilidad, produciéndose presiones hidrostáticas superiores a las de las tierras.

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Los materiales de relleno empleados en los proyectos de muros de contención de tierras son generalmente obtenidos de excavaciones o préstamos cercanos a la obra, y sus propiedades no son conocidas cuando se realiza el diseño de la estructura. En este caso, es recomendable ajustar el diseño por la posibilidad de que se genere un incremento de la presión de tierras en el trasdós si se utilizan materiales de características geotécnicas inferiores a las especificadas en el diseño. En el caso del suelo reforzado, empleado en muros de tierra mecánicamente estabilizada, diversas guías de diseño y normativas entregan recomendaciones mínimas de los materiales que deben ser utilizados en combinación con los elementos de refuerzos, que son introducidos en estas estructuras. Estos materiales deben cumplir criterios mínimos de diseño que reduzcan los problemas de degradación que pueden producirse en los elementos de refuerzo.

Sistemas de drenaje La acumulación de agua que se puede almacenar en el trasdós de muros de contención en períodos de lluvias intensas, puede provocar un aumento de los esfuerzos (empujes) sobre la estructura, en general de tipo hidrostático, que dan como resultado problemas de inestabilidad o falla del muro. Jiménez Salas et al (1981) a partir de investigaciones desarrolladas por Teng (1972) y Tillmann (1948), planteó que un 33% de los accidentes ocurridos en muros rígidos habían sido ocasionados por la ausencia o fallo del sistema de drenaje. Los sistemas de drenaje tienen como propósito drenar el agua del trasdós de muros de contención, para evitar o eventualmente reducir el empuje hidrostático debido a la presencia de esta. El sistema de drenaje más sencillo lo constituyen tubos conocidos como mechinales (o barbacanas), que tienen un diámetro de 15 ó 20 cm empotrados en el muro, con espaciamiento vertical y horizontal de 1,50 m.

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También se emplean sistemas de drenaje continuo en el trasdós constituidos por materiales granulares, tal como lo muestra la figura (a). Este sistema, empleado en muros de gravedad, se adosa completamente a su trasdós y permite el drenaje continuo del agua por toda la altura del muro. Sin embargo, la filtración del agua que se crea hacia el sistema de drenaje puede ocasionar un empuje adicional en la estructura, debido a la componente horizontal de la filtración, la cual puede ser eliminada mediante la construcción de un sistema de drenaje inclinado tal como se muestra en la figura (b).

Sistemas de drenaje con materiales granulares.

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En los muros de tierra mecánicamente estabilizada, los sistemas de drenaje están constituidos preferentemente por materiales granulares de drenaje libre (tipo 1, tabla 2.8) formando una cuña de relleno tal como se muestra en la figura 2.53. Dado que el revestimiento exterior de estas estructuras está formado por segmentos articulados, las juntas que se crean entre los sistemas permiten el drenaje del agua que pueda acumularse en el suelo reforzado.

Sistema de drenaje de muros de tierra mecánicamente estabilizado. Definición geométrica de muros de contención de tierras Diversos autores plantean recomendaciones para la definición de las dimensiones mínimas que deben ser establecidas inicialmente para el dimensionamiento de los muros de contención de tierras. Así, por ejemplo, Lancellotta (1987), Jiménez Salas et al (1976) y, Berry y Reid (1993), recomiendan emplear los criterios de dimensionamiento para estructuras de contención convencionales, para muros de gravedad y en ménsula mostrados en la figura.

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Dimensionamiento de estructuras de contención de gravedad y en ménsula. (Tomada de Berry y Reid, 1993. Mecánica de Suelos)

Para el caso de muros de tierra mecánicamente estabilizada (Schlosser, 1972; Pálossy et al, 1993; AASHTO, 1996; Das, 2001; Elías et al, 2001), el dimensionamiento inicial considera determinar una longitud mínima de la armadura de refuerzo en función de la altura de muro y la separación tanto vertical como horizontal de ellas. Para la longitud de las armaduras, en general se trabaja con un criterio de diseño considerando lo siguiente: L ≥ 0,7⋅ H y no menor que 2,4 m para tiras y parrillas de refuerzo. La separación tanto vertical (Sv) como horizontal (Sh) que tendrán las armaduras de refuerzo en el contacto con las placas de revestimiento, puede ser inicialmente igual a 0,75 m, aunque posteriormente puede cambiar de acuerdo a los resultados que se obtengan en el dimensionamiento del muro.

2.4.2.

REVISION DE ESTABILIDAD. Para revisar la estabilidad de una estructura de contención, son necesarios los siguientes pasos. -

Revisión por volteo respecto a la punta.

-

Revisión por desplazamiento a los largo de la base.

-

Revisión por falla de capacidad de carga de la base.

-

Revisión por estabilidad de conjunto.

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Revisión por Volteo Respecto a la Punta. En la evaluación de la estabilidad al vuelco de todo muro de contención de tierras, se debe verificar que:

∑

M

dst

≤

∑

Mest

Donde

 ∑

M d s t :corresponde a la sumatoria de los momentos que

tienden a desestabilizar al muro.

 ∑

M

est

:corresponde a la sumatoria de los momentos que tienden a

estabilizar al muro.

Así, es posible determinar un factor de seguridad contra falla por vuelco a partir de la siguiente expresión.

Todas las acciones que permiten determinar los momentos antes señalados, deben ser referidos a un eje de giro, adoptándose comúnmente para este tipo de estructuras, la arista exterior de la cimentación del muro (Moreno, 2007). Un esquema para la determinación de la estabilidad al vuelco a partir de algunas acciones, es presentado en la figura

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Esquema para la determinación de la estabilidad al vuelco de un muro de contención de tierras El factor de seguridad a partir de las acciones presentadas en la figura 2.60, es obtenido como sigue:

El factor de seguridad al volteo FS ≥ 2.0

Revisión por Deslizamiento a lo Largo de la Base. En la evaluación de la estabilidad al deslizamiento de todo muro de contención de tierras, se debe verificar que:

∑ F dst ≤ ∑ F est Donde: - ∑ Fdst: corresponde a la sumatoria de todas las fuerzas que tienden a desestabilizar al muro. - ∑ Fest: corresponde a la sumatoria de todas las fuerzas que tienden a estabilizar al muro.

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γ1 ф1 c1

∑V

Ph

Pp

D

B

FS 

( V ) tan(k11 )  Bk 2 C 2  Pp

γ2 ф2 c2

Pa * cos  Pp  1 / 2 2 K p  2C 2 D K p K p  tan 2 (45   / 2) Los valores de K1 y K2 están en el rango de 1/2 a 2/3. El factor de seguridad al desplazamiento es FS ≥ 1.5

Revisión por Falla de Capacidad de Carga de la Base. Esta comprobación se realiza a partir de las teorías habituales de la presión de hundimiento. Para el caso del dimensionamiento de muros convencionales, se adopta la expresión general de Brinch-Hansen.

Donde:

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- qu:

Es la capacidad de carga última del suelo de cimentación.

- Nc, Nq y Nγ: Son factores de capacidad de carga. - γ2 y C2:

Corresponden a los parámetros del suelo de cimentación.

- Fcd , Fci , Fqd , Fqi , Fγd , Fγi: son los factores de forma, profundidad e inclinación de la cimentación. - q = γ2 * D - B' = B−2*e - e:

excentricidad.

La comprobación al hundimiento de un muro de contención de tierras convencional aplicando, debe ser obtenida según la siguiente expresión.

σmáx puede ser obtenido como:

Siendo e la excentricidad o distancia desde el centro al punto de aplicación de la resultante de cargas en la base.

Para el caso de muros de tierra mecánicamente estabilizada, según Terzaghi et al (1996), se adopta una aproximación en la que se asume que la presión de contacto σmáx se encuentra uniformemente distribuida sobre un área que se extiende desde la cara exterior del muro en una distancia L−2*e. Esta aproximación, para el cálculo de la capacidad de carga de cimentaciones bajo cargas excéntricas, fue desarrollada por Meyer Hoff en 1953. A partir de esta

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consideración, la tensión vertical máxima σmáx. Sobre la cimentación es obtenida por:

2.5.

CLASIFICACIÓN DE ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN Diversas clasificaciones de las estructuras de contención han sido planteadas históricamente. Desde un punto de vista funcional, las estructuras de contención se pueden dividir en tres tipos fundamentales: de sostenimiento, de contención y de revestimiento (Jiménez Salas et al, 1981).

Tipologías de muros según su funcionalidad: (a) De sostenimiento; (b) De contención; (c) De revestimiento. (Tomada de Jiménez Salas et al, 1981. Geotecnia y Cimientos II)

Los primeros son aquellos que se construyen separados del terreno natural, y que posteriormente se rellenan con tierras en su trasdós. Los muros de contención son los construidos directamente “contra” un talud en terreno natural, sin relleno en su trasdós. Finalmente, los muros de revestimiento son diseñados para recubrir y proteger un talud de la erosión, arrastre o meteorización, siendo elementos de

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delgado espesor adosados a un terreno natural en pendiente (en general son los menos empleados).

Otra importante clasificación de los muros se basa en la forma de cómo ellos contrarrestan los esfuerzos del terreno a los que se ven sometidos. Existen muros de gravedad, en los que el efecto estabilizador viene dado por su peso propio, y muros aligerados, en los que el efecto estabilizador viene dado por el aprovechamiento de las tierras que son colocadas en su trasdós (caso típico de los muros ménsula).

Por otro lado, en función de la interacción suelo-estructura, las estructuras de contención suelen dividirse en:

-

Estructuras rígidas: que por sus condiciones (dimensiones, morfología, etc.)

no cambian de forma bajo los empujes del terreno, es decir, que sus movimientos son perfectamente de giro y/o traslación, sin que se produzcan deformaciones significativas de flexión. -

Estructuras flexibles: que por contraposición con las anteriores, son

aquéllas que por sus condiciones soportan los empujes de tierras experimentando deformaciones a flexión considerables, o las que debido a sus deformaciones modifican la configuración de los empujes del terreno.

Finalmente, los muros de contención pueden ser clasificados por el material con el cual son fabricados. Antes de la aparición del hormigón armado, la mayoría de los muros de contención eran diseñados en base a mampostería de piedra y hormigón en masa, dado que la estabilidad de estas estructuras es debida principalmente a su peso propio, son también conocidos como muros de gravedad.

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La aparición de muros de hormigón armado ha permitido reducir el peso de la estructura y con ello aumentar su altura, por lo que generalmente son llamados muros aligerados. En función de su configuración geométrica, estos muros pueden ser de semigravedad, cantilever (o en ménsula) y con contrafuertes. Su estabilidad es debida al peso de tierras que se ubica en la parte posterior del muro y sobre la zapata.

2.6.

TIPOLOGIAS DE ESTRUCTURAS CONTENCIÓN DE TIERRAS Existen varios tipos generales de estructura, y cada una de ellas tiene un sistema diferente de transmitir las cargas.

ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN POR GRAVEDAD. Es la tipología de muro más antigua, y pueden ser fabricados de hormigón en masa, mampostería y fábrica. Suelen dotarse de una leve pendiente en el intradós, con el propósito de mejorar la estabilidad de la estructura. El efecto estabilizador de estos muros es logrado por su peso propio y por su resistencia a la compresión, no precisando de armaduras dada estas características. Además, pueden ser de variadas formas y son los más resistentes a los agentes destructivos.

Mampostería De Piedra

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Concreto Simple

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Concreto Ciclópeo

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La principal ventaja que presentan estos muros es su facilidad para ser construidos y el reducido coste que presentan al ser empleados en estructuras de pequeña altura. Dentro de esta categoría también se encuentran los muros criba, los muros de gaviones y los de escollera, que suelen diseñarse como muros de gravedad.

ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN REFORZADAS. Una estructura de concreto reforzado resiste movimientos debidos a la presión de la tierra sobre el muro. El muro a su vez se apoya en una cimentación por fuera de la masa inestable. Existen los siguientes tipos de muro reforzado: 1. Muros empotrados o en cantiliber, en forma de L o T invertida, los cuales tienen una placa semivertical o inclinada monolítica con otra placa en la base. 2. Muros con contrafuertes, en los cuales la placa vertical o inclinada está soportada por

contrafuertes monolíticos que le dan rigidez y ayudan a

transmitir la carga a la placa de cimentación. 3. Muros con estribos, en los cuales adicionalmente a la placa vertical y la placa de cimentación y los contrafuertes, se construye una placa superior subhorizontal que aumentan la rigidez y capacidad para soportar momentos.

En la mayoría de los casos se colocan llaves o espolones de concreto debajo de la placa de cimentación para mejorar la resistencia al deslizamiento.

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En todos los casos los muros de concreto armado debe contener un sistema de drenaje detrás de su pared vertical y/o un sistema de lloraderos o salidas para el agua represada detrás del muro. Debe tenerse en cuenta que, aún en el caso de suelos completamente secos, la presencia del muro puede inducir el represamiento de pequeñas cantidades de agua de infiltración. Es importante la construcción de juntas estructurales para evitar fisuras o grietas relacionadas con cambios de temperatura. La distancia entre juntas se recomienda no debe ser mayor de 20 metros a lo largo del muro.

ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN DE CRIBAS. Los muros criba, o también denominados muros jaula, están formados por dos clases de vigas cortas, que pueden ser de hormigón prefabricado o madera y que se entrecruzan entre sí, formando un armazón que es rellenado posteriormente con material granular drenante. Generalmente son instalados con su intradós en pendiente, aunque puede ser vertical para aplicaciones de escasa altura. El muro criba es básicamente una estructura parecida a una caja formada por prefabricados de concreto entrelazados. El espacio interior de las cajas se rellena

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con suelo granular permeable o roca para darle resistencia y peso, conformando un muro de gravedad. Generalmente existen dos tipos de prefabricados que se colocan en forma paralela a la superficie del talud o normal a este. Los travesaños son prefabricados normales al eje del muro en forma de I horizontal. En ocasiones, los travesaños son de una longitud tal que obliga a la construcción de un elemento intermedio similar a sus puntas. Los largueros son prefabricados largos que se apoyan sobre los travesaños y que tienen como objeto contener el material colocado dentro de las cajas o Cribas. Las fuerzas son transferidas entre los prefabricados en los puntos de unión. Adicionalmente, se pueden colocar pequeños bloques que se les llaman “Almohadas” en localizaciones críticas entre los prefabricados para soportar algunos esfuerzos, tales como torsiones y reducir la flexión. Algunos diseños de muros criba incluyen uniones metálicas o de madera entre los prefabricados para ayudar a transmitir las fuerzas. El muro criba tiene la ventaja de permitir asentamientos diferenciales importantes (Brandl, 1985). El diseño de los muros criba consiste en diseñar el muro de gravedad y las secciones refuerzo de los prefabricados de concreto. Debe tenerse en cuenta que algunos sistemas son objeto de patentes. El ancho del muro criba depende de la longitud de travesaños disponibles. El ancho mínimo generalmente, es de 1.2 metros. Los muros de baja altura puede construirse verticales pero, para alturas superiores a 2 metros generalmente, se construyen inclinados para mejorar su estabilidad. La inclinación del muro depende de las características de estabilidad y es común encontrar taludes inclinados de 1 a 4 hasta 1 a 10. En ocasiones se han utilizado muros criba, conformados por travesaños de madera. La cara exterior del muro criba generalmente, tiene una pendiente no superior a 0.25H: 1V El diseño del muro criba incluye la estabilidad intrínseca de la

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masa total y el chequeo de la estabilidad interna a diversos niveles de altura del muro. Se sugiere realizar análisis de estabilidad a cada metro de altura del muro.

El muro Criba teóricamente se comporta como un muro de gravedad, pero presenta el problema de que no es masivo y se debe analizar la posibilidad de que ocurran superficies de falla por encima del pie del muro. Los travesaños y los largueros deben diseñarse para resistir flexiones debidas a la presión horizontal del relleno sobre los prefabricados. Las cabezas de los travesaños deben ser diseñadas para resistir el cortante generado y deben ser capaces de transferir las fuerzas de tensión inducidas. Los muros criba son más sensitivos a los asentamientos diferenciales que otros tipos de muros flexibles. La altura máxima a la cual puede construirse una pared criba de celda simple es aproximadamente 5 metros y la altura máxima generalmente utilizada es de 7 metros, utilizando celdas dobles o triples. Los muros criba se construyen generalmente en alineamientos rectos, pero con el manejo adecuado de elementos especiales pueden construirse en forma curva en radios mínimos hasta de 25 metros. Para el diseño del muro se pueden utilizar teorías de presión de tierras desarrolladas para silos de granos. Sin embargo, algunos autores recomiendan diseñar las unidades para el doble de la presión calculada para este método.

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ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN DE GAVIONES.

Los gaviones son cajones de malla de alambre galvanizado que se rellenan de cantos de roca. Algunas de las ventajas de un muro en gaviones son las siguientes: Simple de construir y mantener y utiliza los cantos y piedras disponibles en el sitio. Se puede construir sobre fundaciones débiles. Su estructura es flexible y puede tolerar asentamientos diferenciales mayores que otro tipo de muros y es fácil de demoler o reparar.

Se emplean tres tipos de mallas diferentes, hexagonales o de triple torsión, electro soldada y elaborada simple. El principal problema consiste en que las mallas pueden presentar corrosión en suelos ácidos (de PH menor 6). Existen una gran cantidad de tamaños de malla disponible para formar las cajas. Generalmente, se utilizan cajas de 2m. x 1m. x 1m. La forma básica es trapezoidal.

Las canastas de gavión se colocan unas sobre otras tratando de traslapar lo mejor posible las unidades para darle cierta rigidez que requiere el muro.

Para muros muy anchos con secciones superiores a cuatro metros se puede realizar cierta economía adoptando una forma celular de construcción, lo cual equivale a eliminar algunas de las cajas interiores donde los espacios se rellenan con piedra sin la colocación de canastas de malla. El tamaño y la forma de estas celdas deben diseñarse en tal forma que no se debilite la estabilidad interna general del muro.

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En ocasiones, los muros de gaviones contienen una serie de contrafuertes que los hacen trabajar como estructuras ancladas al suelo detrás del muro.

El peso unitario del gavión depende de la naturaleza y porosidad de la roca de relleno y puede calcularse mediante la siguiente expresión:

Donde: nr = Porosidad del enrocado Gs = Gravedad Específica de la roca

γw = Peso unitario del agua Para diseños preliminares Gs puede asumirse igual a 2.6 en el caso de rocas duras. La porosidad del enrocado generalmente varía de 0.3 a 0.4 dependiendo de la angulosidad de los bloques de roca.

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ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN DE PIEDRA (PEDRAPLENES). Los muros en piedra son estructuras construidas con bloques o cantos grandes de roca, los cuales se colocan unos sobre otros en forma manual o al volteo. El tamaño de los bloques utilizados generalmente supera las 3 pulgadas y pueden utilizarse bloques hasta de 1 metro de diámetro si se tiene equipo adecuado para su colocación. El diseño consiste en determinar las dimensiones exteriores del terraplén. El ancho de la base del pedraplén generalmente, es superior a su altura o por lo menos igual. El ángulo de inclinación de la pared exterior depende del tipo de roca, tamaño y angulosidad. Para bloques grandes se pueden utilizar pendientes de hasta 1/6 H: 1B. El ancho mínimo de la parte superior del muro es de 1 metro. Se acostumbra colocarle un geotextil en la interfase entre el piedraplén y el suelo, y un subdren en forma similar a los muros en gaviones.

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ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN DE LLANTAS USADAS. Los muros en llantas usadas conocidos como Pneusol o Tiresoil consisten en rellenos de suelo con llantas de caucho usadas embebidas. Las llantas son unidas entre sí por soga de refuerzo. Generalmente, se utilizan sogas de polipropileno y se conoce de la utilización de elementos metálicos (Abramson 1996). La resistencia a la extracción (pull out) es relativamente alta para los grupos de llantas y el peso unitario del relleno es relativamente bajo. La deformabilidad del terraplén es alta pero su resistencia al cortante también aumenta. Generalmente, el análisis interno de los muros con llantas es el de un muro armado. Tanto los elementos de anclaje como los de retención superficial del suelo son construidos con llantas. Varias de las llantas en la superficie del talud son conectadas por medio de sogas de acuerdo a una determinada distribución. Como las llantas en la superficie están conectadas a las llantas de anclaje, se generan una fuerza de acción en la soga que las conecta. Si este refuerzo es lo suficientemente fuerte para no fallar la tensión y la resistencia de la extracción de la llanta es mayor que la fuerza de fricción, entonces la estructura permanecerá estable. Los muros de llantas usadas son muy flexibles y se acomodan fácilmente a los asentamientos referenciales. Cada llanta se conecta a su vecina con soga de polipropileno o nylon. Generalmente, se utilizan tendones de 8 a 10 mm. de diámetro. Sumanarathna, (1997), reporta muros hasta de 20 metros de altura utilizando llantas usadas. El muro de llantas puede ser integral en tal forma, que todo el volumen de terraplén esté entrelazado con llantas, las cuales ocupan buena parte de su volumen total, o puede utilizarse el sistema de muro de llantas en el cual se colocan llantas en la parte posterior del terraplén como anclaje de sogas de polipropileno, las cuales amarran las llantas internas con las llantas en la pared exterior del muro.

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Los muros de llantas deben contener sistemas de drenaje en forma similar a los muros de tierra reforzada.

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utilizaron tiras de acero galvanizado en caliente. El galvanizado debe garantizar una cantidad de zinc en lo posible de 610 gramos por metro cuadrado para disminuir la corrosión. El sistema más popular de muros de tierra reforzada es el refuerzo de terraplenes con geotextiles, en el cual el mecanismo de transmisión de esfuerzos es predominantemente de fricción. Existe una gran cantidad de geotextiles de diferentes propiedades mecánicas, tejidos y no tejidos. Los rellenos utilizados son generalmente materiales granulares que van desde arenas limosas hasta gravas. Un problema importante de los geotextiles es su deterioro con la luz ultravioleta del sol y por esto se requiere que este material permanezca cubierto, con concreto emulsión asfáltica o suelo con vegetación. Recientemente se han introducido en el mercado las geomallas que son mallas poliméricas o metálicas con una forma determinada, en dos direcciones, en el cual se incluye el efecto de fricción y además, el efecto de agarre dentro del suelo. En ocasiones la geomallas lleva varillas para ayudar a la resistencia de arrancamiento de la malla. Generalmente, las geomallas tienen mayor resistencia al arrancamiento que los geotextiles.

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El material de relleno debe ser un material capaz de desarrollar fricción y no debe contener materiales orgánicos o perecederos como vegetación o residuos indeseados. Comúnmente se utiliza relleno granular pero cuando no se dispone de materiales de grava o arena se utiliza arcilla o suelos residuales, en estos casos se debe tener especial cuidado, teniendo en cuenta, la importante reducción de capacidad al arrancamiento en los suelos arcillosos, cuando son saturados (Elías y Swanson, 1983). En ocasiones se utiliza piedra triturada. En este caso debe tenerse cuidado de que el refuerzo sea de un grosor suficiente que impida su rotura, causada por los bordes angulosos del triturado.

El PH del relleno en el caso de tierra armada con refuerzo metálico debe ser superior a 6 para impedir la corrosión acelerada del acero. El material debe compactarse a una densidad tal que garantice la estabilidad del relleno en cuanto a resistencia y compresibilidad. Comúnmente se exigen densidades superiores al 95% de la densidad máxima Proctor modificado.

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El proceso de compactación debe realizarse teniendo cuidado de no romper o deteriorar los elementos de refuerzo. Debe impedirse que los vehículos tales como volquetas pasen por encima del refuerzo, antes de colocar el relleno. El relleno cerca de la pared debe compactarse utilizando un equipo liviano, bien sea un rodillo pequeño vibratorio, una placa vibratoria de peso no mayor a mil kilos o un vibro tamper. A distancias superiores a 1.5 metros de la pared puede utilizarse equipo pesado.

Especificaciones para rellenos de tierra armada (Geotechnical Control Office, 1989)

En la parte exterior del muro se pueden colocar elementos prefabricados de concreto reforzado en láminas de acero, o geotextiles recubiertos con concreto lanzado o protecciones vegetales. El material utilizado para conectar las paredes del muro con los anclajes y las paredes entre sí debe ser de material electrolíticamente compatible, en tal forma que no promueva la corrosión por el uso de metales disímiles. Las tuercas que se utilicen deben ser de acero grado 8. Los conectores deben diseñarse en tal forma que la resistencia total del conector no sea inferior a la resistencia total del refuerzo.

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Tierra reforzada con malla electro soldada de acero galvanizado.

Los rellenos o muros de tierra armada deben diseñarse para estabilidad interna y externa. La estabilidad interna requiere que el refuerzo proporcione suficiente resistencia al cortante para garantizar la estabilidad de la masa de relleno. El refuerzo debe tener un tamaño, espaciamiento y longitud tales que no falle a tensión bajo los esfuerzos a los que son sometidos y no se salga (pull out) de la masa de suelos. En lo referente a estabilidad externa, el muro de tierra armada debe satisfacer los mismos requisitos de capacidad de soporte, deslizamiento y volcamiento de un muro convencional.

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Presiones y fuerzas de diseño de tierra reforzada

Localización de la longitud de refuerzo de diseño

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ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN ANCLADAS. Las estructuras ancladas incluyen los pernos metálicos utilizados para sostener bloques de roca, las estructuras con tendones pretensionados, anclados en el suelo y los tendones pasivos no pretensionados. Los anclajes en roca pueden realizarse de muchas formas: 1. Dovela de concreto reforzada para prevenir que se suelte un bloque de roca en la cresta de un talud. Estos pernos son comúnmente varillas de acero colocadas en huecos preperforados, inyectando una resina epóxica o cemento, las varillas generalmente, no son tensionadas debido a que la roca puede moverse al colocar la tensión, se utiliza hierro de alta resistencia en diámetros que varían desde 1/2 a 1.5 pulgadas. 2. Mallas exteriores de alambre galvanizado ancladas con pernos para evitar la ocurrencia de desprendimientos de bloques de roca o material. Debe tenerse en cuenta que los anclajes de mallas protegen de la caída de bloques superficiales, pero no representan estabilidad para el caso de fallas de bloques grandes o movimientos de grandes masas de suelo o roca. 3. Anclajes tensionados para impedir el deslizamiento de bloques de roca a lo largo de un plano de estratificación o fractura. Estos anclajes, generalmente utilizan cable de acero, los cuales se colocan en huecos preperforados e inyectados. La fuerza de tensionamiento depende de la longitud y características del anclaje y no es raro utilizar fuerzas hasta de 50 toneladas por ancla. 4. Muro anclado para prevenir el deslizamiento de una zona suelta. Los muros anclados generalmente, incluyen el concreto lanzado para prevenir el movimiento de bloques en una zona fracturada y drenaje de penetración para impedir la presión de agua. Estos muros anclados pueden ser pasivos o activos dependiendo de si son pretensionados o no.

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La perforación debe realizarse en tal forma que se garantice una superficie rugosa entre el suelo y el cementante a todo lo largo del bulbo. Es importante garantizar que no haya colapso de las paredes de la excavación para garantizar que la adherencia de la mezcla se haga con el suelo natural intacto. La perforación debe limpiarse adecuadamente. El alineamiento de la perforación no debe permitir desviaciones mayores de 1 en 20. La desviación de la línea recta no debe exceder 20 mm. en 3 metros de longitud. El anclaje debe colocarse lo más rápidamente posible después de terminada la perforación y en ningún caso la demora debe ser superior a 24 horas. El diámetro del hueco de perforación generalmente es determinado por el tipo de equipo disponible. El diámetro debe ser de tal tamaño que permita la inserción del perno sin necesidad de forzarlo. Un hueco de gran tamaño no mejora el diseño y puede resultar en costos innecesarios de perforación. Generalmente la resistencia en el contacto perno-lechada es muy alta y el diseño se realiza sobre la base del contacto lechada – roca. Comúnmente el ancla es fijada utilizando cemento Portland ordinario y agua. La mezcla consiste generalmente, de cemento sin contracción y agua en una relación agua cemento que varía de 0.4 a 0.45. Esta relación produce una lechada que puede ser bombeada por el orificio del perno y al mismo tiempo producir una alta resistencia, con un mínimo de exudación de agua de la mezcla. Se pueden agregar productos químicos especiales para reducir la contracción y exudación y para incrementar la viscosidad. No se debe utilizar cemento con altos contenidos de alúmina. No se recomienda la utilización de arena mezclada con el cemento. Las cantidades de sulfatos, cloruros y nitratos de la mezcla no deben exceder los porcentajes de 4%, 0.1% y 0.1% respectivamente. La expansión libre de la mezcla a temperatura ambiente no debe exceder del 10%.

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La preparación de la mezcla de inyección debe realizarse utilizando una mezcladora que le dé una consistencia uniforme en un tiempo menor de 5 minutos. Después de mezclado, la mezcla preparada debe ser continuamente agitada. Previamente al proceso de inyección se debe pasar la mezcla por un tamiz nominal de 1.2 mm. El tiempo máximo permitido entre la adición del cemento a la mezcla y la inyección es de 30 minutos. La bomba de inyección debe ser desplazamiento positivo (pistón o tornillo). La inyección debe realizarse lo más rápidamente posible después de colocado el anclaje dentro de la perforación. El procedimiento de inyección debe garantizar que no quede aire o agua dentro de la zona inyectada. La inyección debe colocarse en forma lenta y permanente y debe continuar hasta la terminación del trabajo que es el momento en el cual ha salido mezcla continua por el tubo de salida durante por lo menos 1 minuto. El tensionado del ancla no debe realizarse hasta que se haya obtenido una resistencia mínima de 25 MPa en la mezcla. El gato o equipo de tensionamiento debe tener capacidad para por lo menos 1.8 veces la carga de diseño (Geotechnical Control Office, 1989). La tensión máxima que se coloque al tendón debe ser menor del 80% de la carga de falla nominal última. Cuando se tensiona un anclaje es importante chequear que la carga de diseño realmente fue colocada, utilizando el procedimiento del Post Tensioning Institute (1985). El procedimiento consiste en un cargue secuencial cíclico hasta una carga máxima del 150% de la carga de diseño, midiendo la deflexión de la cabeza del anclaje, a medida que es tensionado. El método común de tensionamiento es utilizando un gato hidráulico con un hueco cilíndrico central que permite aplicar la carga en forma precisa y axial. Las zonas de roca fracturada o degradada pueden ser protegidos colocando una capa de concreto lanzado. El concreto lanzado rellena los espacios entre la roca y produce una estructura de retención superficial. Sin embargo, este concreto

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no impide totalmente el deslizamiento y se requiere en muchos casos que vaya acompañado en muchos casos de pernos o anclajes. El concreto lanzado debe reforzarse superficialmente utilizando una malla metálica. Las áreas cubiertas con concreto lanzado deben drenarse utilizando drenes de penetración o lloraderos a través del concreto lanzado.

Micropilotes (Soil nailing) El Soil Nailing es un método de refuerzo in situ utilizando micropilotes vacíos capaces de movilizar resistencia a tensión en el caso de ocurrencia de un movimiento. Se diferencian de los pilotes en cuanto los micropilotes no resisten cargas laterales a flexión. Los micropilotes pueden ser varillas de acero, tubos o cables que se introducen dentro del suelo natural o la roca blanda y son inyectados dentro de huecos preperforados. Generalmente son espaciados a distancias relativamente pequeñas. Los micropilotes pueden ser hincados o inyectados en perforaciones previamente realizadas. Junto con el suelo estos alfileres o nail forman una estructura de suelo reforzado. Los nail o alfileres se diferencian de los anclajes en el sentido de que son pasivos, o sea, que no son postensionados. Adicionalmente los Nails están mucho más cercanamente espaciados que los anclajes Comúnmente se utiliza un alfiler por cada uno o seis metros cuadrados de suelo de superficie. La estabilidad de la superficie del terreno es controlada por una capa delgada de concreto lanzado, de espesor de 12 a 18 centímetros con una malla de refuerzo. Estas estructuradas se les utilizan tanto en suelos granulares como cohesivos. Existen dos sistemas de funcionamiento de los micropilotes:

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1. Micropilotes que transfieren las cargas a través de suelos sueltos o blandos a un material mucho más competente. En este caso los micropilotes se diseñan anclados o como si conformaran una estructura aporticada. 2. Micropilotes que refuerzan el suelo (Juran, 1996). La estabilidad del Soil nailing se basa en dos factores así: a.

Desarrollo de fricción o adhesión en la interfase suelo alfiler.

b.

Resistencia pasiva desarrollada a lo largo de la superficie

perpendicular a la dirección del soil nailing. Este sistema es mucho más efectivo en suelos granulares duros y en arcillas limosas competentes. El suelo debe tener suficiente resistencia para resistir un talud vertical de aproximadamente dos metros de altura sin deformación. El sistema de Soil nailing no es muy efectivo en suelos granulares sueltos o en arcillas blandas. La presencia de niveles freáticos altos también puede representar dificultades de construcción.

Etapa constructiva de Soil Nailing.

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2.7.

RESUMEN

Muro

Ventajas

Desventajas

Los muros de concreto armado pueden emplearse en alturas grandes, previo su diseño estructural y estabilidad. Se Reforzado utilizan métodos convencionales de construcción, en los cuales la mayoría de los maestros de construcción tienen experiencia.

Requieren de buen piso de cimentación. Son antieconómicos en alturas muy grandes y requieren de formaletas especiales. Su poco peso los hace inefectivos en muchos casos de estabilización de deslizamientos de masas grandes de suelo.

Concreto simple

Se requiere una muy buena fundación y no Relativamente simples de construir y permite deformaciones importantes, se mantener, pueden construirse en curvas necesitan cantidades grandes de concreto y y en diferentes formas para propósitos un tiempo de curado, antes de que puedan arquitectónicos y pueden colocarse trabajar efectivamente. Generalmente son enchapes para su apariencia exterior. antieconómicos para alturas de más de 4 metros.

Concreto ciclópeo

Similares a los de concreto simple. Utilizan bloques o cantos de roca como material embebido, disminuyendo los volúmenes de concreto.

Gaviones

Criba

Llantas

Fácil alivio de presiones de agua. Soportan movimientos sin pérdida de eficiencia. Es de construcción sencilla y económica.

El concreto ciclópeo (cantos de roca y concreto) no puede soportar esfuerzos de flexión grandes. Las mallas de acero galvanizado se corroen fácilmente en ambientes ácidos, por ejemplo, en suelos residuales de granitos se requiere cantos o bloques de roca, los cuales no necesariamente están disponibles en todos los sitios. Al amarre de la malla y las unidades generalmente no se le hace un buen control de calidad.

Se requiere material granular, Simple de construir y mantener. Utiliza el autodrenante. Puede ser costoso cuando se suelo en la mayor parte de su volumen. construye un solo muro por la necesidad de Utiliza elementos prefabricados los cuales prefabricar los elementos de concreto permiten un mejor control de calidad. armado. Generalmente no funciona en alturas superiores a siete metros. Son fáciles de construir y ayudan en el No existen procedimientos confiables de reciclaje de los elementos utilizados. diseño y su vida útil no es conocida.

Piedra – Son fáciles de construir y económicos Requieren de la utilización de bloques o Pedraplen cuando hay piedra disponible. cantos de tamaño relativamente grande.

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Muros de tierra con refuerzo de tiras metálicas

Los refuerzos metálicos le dan rigidez al terraplén y los prefabricados de concreto en su cara de fachada los hace presentables y decorativos. Existen empresas especializadas dedicadas a su construcción.

Muros de tierra con Son generalmente muy económicos y refuerzo de fáciles de construir geotextil

Las zonas de refuerzo requieren protección especial contra la corrosión. Se requieren características especiales en el relleno utilizado con los elementos de refuerzo. Algunos tipos de muro de tierra armada están cubiertos por patentes. Son muy flexibles y se deforman fácilmente. Las capas de geotextil se pueden convertir en superficies de debilidad para deslizamientos.El geotextil se descompone con la luz solar.

Muros de La malla le da cierta rigidez al terraplén y tierra con Dependiendo del material constitutivo la las capas no constituyen superficies de refuerzo de malla puede descomponerse o corroerse debilidad. El efecto de anclaje es mejor. mallas Se pueden construir en forma progresiva de arriba hacia abajo, a medida que se Muros avanza con el proceso de excavación. Anclados Permiten excavar junto a edificios o estructuras. Permiten alturas considerables. Muy eficientes como elemento de Soil Nailing refuerzo en materiales fracturados o sueltos.

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Los elementos de refuerzo pueden sufrir corrosión en ambientes ácidos. Se puede requerir un mantenimiento permanente (tensionamiento). Con frecuencia se roban las tuercas y elementos de anclaje. Para su construcción se puede requerir el permiso del vecino. Su construcción es muy costosa. Generalmente se requiere una cantidad grande de pilotillos para estabilizar un talud específico lo cual los hace costosos.

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CAPITULO

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III

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3.1.

APLICACIÓN DE LAS TEORIAS DE EMPUJE DE TIERRAS AL DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE CONTENCION.

3.1.1.

Diseño De Estructuras de Contención por Gravedad. Ejemplo 01: 0.30 m. (min) 0,30 m. 5

α=0º

H2

DATOS H= 7,00 m.

γ1= 1,80tn/m3 ∅ 1= 30º

γ1= 1,80tn/m3 ∅ 1= 30º

c1= 0,00tn/m2

c1= 0,00tn/m2 γ2= 1,90tn/m3 ∅ 2= 20º

7,0 m.

H1

1

c2= 4,00tn/m2

4

α= 0º

2

f'c= 2,20tn/m3 1,1m . 0,70 m .

0,40 m.

0,30 m.

3,50 m. 0,70 m.

3

C 4,90 m.

γ2= 1,90tn/m3 ∅ 2= 20º c2= 4,00tn/m2

Solución: H=7.0 m.

Ka  tg 2 ( 45   / 2 ) Ka  tg 2 ( 45  30 º ) Ka  0 . 3333 1  Ka    H 2 2 1   0 . 333  1 . 80  7 2 2  14 . 69

E Ah  E Ah E Ah

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Sección

Área

γ

Peso/Unid. de long.

Brazo de Momento medio desde c

1

1,89

2,20tn/m3

4,16

1,25 m.

5,20

2

1,26

2,20tn/m3

2,77

0,97 m.

2,69

3

3,43

2,20tn/m3

7,55

2,45 m.

18,50

4

22,05

1,80tn/m3

39,69

3,15 m.

125,02

5

0

1,80tn/m3

0

3,73 m.

0,00

Pv

0

4,90 m.

0,00

∑v=

54,17

∑Mr=

Momento

151,41

Factor de Seguridad por Volteo

Mc  H / 3 * ( Pah) Mc  7 / 3 * (14.69) Mc  34.29 Mr  151.41 Mr  2.0 Mc 151.41 FS   4.41  2.0 __ OK 34.29 FS 

Factor de Seguridad por Deslizamiento

K1  2 / 3 K2  2/3 Kp  tg 2 (45   2 / 2) Kp  tg 2 (45  20º / 2) Kp  2.04 Pp  1 / 2 2 K p  2C 2 D K p Pp  1 / 2(1.90)(2.04)  2(4.0)(1.1) 2.04 Pp  14.13 ( V ) tan(k11 )  Bk 2 C 2  Pp FS   1.5 Pah

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FS 

(54.17) tan(2 / 3 * 30º )  4.90 * 2 / 3 * 4.0  14.13  2.72  1.5 ___ OK 14.69

Factor de Seguridad por Capacidad de Carga.

e

B  Mr   Mc B   2 6 V

4.90 151.41  34.29 4.90   2 54.17 6 e  0.288  0.817 _____ OK e

Presión de Suelo en Punta de talón

q punta 

 v * (1  6e )

B B 54.17 0.288 * 6 q punta  * (1  )  14.95 4.90 4.90  v * (1  6e ) qtalon  B B 54.17 0.288 * 6 qtalon  * (1  )  7.16 4.90 4.90 Capacidad De Carga Última Del Suelo

qu  C 2 N c Fcd Fci  qN q Fqd Fqi  1 / 2 *  2 B' N  Fd Fi

 N q  tg 2 (45  )e tg 2 20º  tg 20 º N q  tg 2 (45  )e  6.40 2 N c   Nq  1)  ctg N c   6.40  1)  ctg 20º  14.84 N   2( Nq  1)  tg  5.39 q   2  D  1.90  110  1.995

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B '  B  2e  4.90  2(0.288)  4.32

 º  tg 1 (

Eah 14.69 )  tg 1 ( )  15.18 54.17 V

D 1.10  1  0 .4  1.097 B' 4.32 D 1.10 Fqd    2tg 2 (1  sen 2 ) 2    2tg (20)(1  sen(20)) 2  1.077 B' 4.32 Fd  1 Fcd  1  0.4

  º   15.18  Fci  1    1    0.691 90   90º   Fqi  Fqi 2

2

2

  º   15.18    1  Fi  1    0.058 20   2   qu  C 2 N c Fcd Fci  qN q Fqd Fqi  1 / 2 *  2 B' N  Fd Fi 2

qu  4.0  14.84  1.097  0.691  1.995  6.40  1.077  0.691  1 / 2 * 1.90  4.32  5.39  1  0.058 qu  55.77 FS 

qu 55.77   3.73  3.0 ____ OK q max 14.95

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Ejemplo 02: 0.30 m. (min) 0,30 m. 5

DATOS H= 8,00 m. γ1= 1,80tn/m3 ∅ 1= 30º c1= 0,00tn/m2 γ2= 1,90tn/m3 ∅ 2= 20º c2= 4,00tn/m2 α= 15º 2,20tn/m3 f'c=

α=15º

H2

γ1= 1,80tn/m3 ∅1= 30º c1= 0,00tn/m2 8,0 m.

H1

1 4 2

1,8 m . 0,80 m .

0,50 m.

0,30 m.

4,00 m. 0,80 m.

3

C 5,60 m.

γ2= 1,90tn/m3 ∅ 2= 20º c2= 4,00tn/m2

Solución: H’=H1+H2=8.0+4*tg(15)=9.07m.

 cos   cos 2   cos 2    Ka  cos     cos   cos 2   cos 2      cos(15)  cos 2 15  cos 2 30   Ka  cos(15)    cos(15)  cos 2 15  cos 2 30    Ka  0.3729 1 E A   Ka    H 2 2 1 E A   0.3729  1.80  8 2 2 E A  27.61 Ph  E Ah  cos   27.61  cos(15)  26.67 Pv  E Av  sen  27.61  sen(15)  7.15

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Sección

Área

1 2 3 4 5

2,16 1,8 4,48 28,8 2,14

γ

Peso/Unid. de long.

Brazo de Momento medio desde c

4,75 3,96 9,86 51,84 3,85 7,146 81,406

1,45 m. 1,13 m. 2,80 m. 3,60 m. 4,27 m. 5,60 m.

2,20tn/m3 2,20tn/m3 2,20tn/m3 1,80tn/m3 1,80tn/m3 Pv ∑v=²³

∑Mr=

Momento 6,89 4,47 27,61 186,62 16,44 40,02 282,05

Factor de Seguridad por Volteo

Mc  H ' / 3 * ( Pv) Mc  9.07 / 3 * (7.15) Mc  80.63 Mr  282.05 Mr FS   2.0 Mc 282.05 FS   3.50  2.0 __ OK 80.63 Factor de Seguridad por Deslizamiento

K1  2 / 3 K2  2/3 Kp  tg 2 (45   2 / 2) Kp  tg 2 (45  20º / 2) Kp  2.04 Pp  1 / 2 2 K p  2C 2 D K p Pp  1 / 2(1.90)(2.04)  2(4.0)(1.80) 2.04 Pp  26.85 ( V ) tan(k11 )  Bk 2 C 2  Pp FS   1.5 Ph

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FS 

(81.41) tan(2 / 3 * 30º )  5.60 * 2 / 3 * 4.0  26.85  2.29  1.5 ___ OK 26.67

Factor de Seguridad por Capacidad de Carga.

e

B  Mr   Mc B   2 6 V

5.60 282.05  80.63 5.60   2 81.41 6 e  0.326  0.933 _____ OK e

Presión de Suelo en Punta de talón

q punta 

 v * (1  6e )

B B 81.41 0.326 * 6 q punta  * (1  )  19.61 5.60 5.60  v * (1  6e ) qtalon  B B 81.41 0.326 * 6 qtalon  * (1  )  9.46 5.60 5.60 Capacidad De Carga Última Del Suelo

qu  C 2 N c Fcd Fci  qN q Fqd Fqi  1 / 2 *  2 B' N  Fd Fi

 N q  tg 2 (45  )e  tg 2 20º  tg 20 º N q  tg 2 (45  )e  6.40 2 N c   Nq  1)  ctg N c   6.40  1)  ctg 20º  14.84 N   2( Nq  1)  tg  5.39 q   2  D  1.90 1.80  3.42

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B '  B  2e  5.60  2(0.326)  4.95

 º  tg 1 (

Ph 26.67 )  tg 1 ( )  18.14 81.41 V

D 1.80  1  0 .4  1.145 B' 4.95 D 1.80 Fqd    2tg 2 (1  sen 2 ) 2    2tg ( 20)(1  sen( 20)) 2  1.11 B' 4.95 Fd  1 Fcd  1  0.4

  º   18.14  Fci  1    1    0.638 90   90º   Fqi  Fqi 2

2

2

  º   15.18    1  Fi  1    0.009 20   2   qu  C 2 N c Fcd Fci  qN q Fqd Fqi  1 / 2 *  2 B' N  Fd Fi 2

qu  4.0  14.84  1.145  0.638  3.42  6.40  1.11  0.638  1 / 2 * 1.90  4.95  5.39  1  0.009 qu  59.11 FS 

qu 59.11   3.01  3.0 ____ OK q max 16.61

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Ejemplo 03:

Características del Bloque: El muro de gaviones se estabiliza por gravedad, se puede profundizar un poco más el primer bloque en el terreno hasta la mitad de la altura del bloque, mínimo50 centímetros. En los muros de gaviones permanece la relación altura / ancho 1:1. γ roca= 2.800 Kg./m3, Ysuelo = 1.800 Kg./m3 ϑsuelo= 2 Kg./cm2 , θ= 30º, u=0.50 entre Bloque y Bloque

Calculo de empuje Activo

1  Ka    H 2 2 1 E A   0.33  1800  1.5 2 2 E A  6,014.25Kg . EA 

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Calculo de Momento por Volcamiento.

M v  EA 

H 3

4.50 3 M v  9,021.38 Kg  m. M v  6,014.25 

Calculo De Momento Estabilizante Se estabiliza con el peso de los bloques y el peso de cada cuña del suelo sobre cada bloque, se calcula el peso total de los bloques, se multiplica por el 80% de la γ de la roca, como existe una relación de vacíos del 20% entre roca y roca, el cual se rellenara con material granular. Wt=(1.0*1.5*1*(0.8*2,800))* 6 (bloques) =20,160 Kg. Calculo de la cuña del suelo sobre cada bloque Ws1=1.5*0.5*1.0*1,800=1,350 Kg. Ws2=0.5*3.0*1.*1,800=2,700 Kg.

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Momento estabilizante será: MEa=20,160*1.50+1,350*2.25+2,700*2.75 MEa=40,702.50 Kg-m.

FS 

Mv 40,702.25   4.51  2 __ OK Me 9,021.38

Factor de seguridad al deslizamiento FSdsz = (tg(30)*24,210))/6,014.25 = 2.32 ≥ 1.50 OK.

Punto de aplicación de la Normal. X*24,210=Me-Mv X*24,210=40,702.25-9,021.38 X=1.31 mts. Calculo de excentricidad: e=B/2-X e=(3.00/2)-1.31 = 0.19 < B/6 =3/6 =0.5 OK ==> no existen tracciones.

N 6e * (1  ) Area B 24,210. 6 * 0.19 1  * (1  )  1.11Kg / cm 2 100 * 300 300 24,210. 6 * 0.19 2  * (1  )  0.50 Kg / cm 2 100 * 300 300

 

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Verificación entre bloque y bloque: Primer Bloque W1=1.0*1.50*1.0*2,800*0.8=3,360 Kg Ea=0.5*1800*1.52*0.33=668.25 kg. MVa=668.25*1.5*1/3*=334.125 Kg-m. MEa=3,360*0.5=1680 Kg-m.

Factor de seguridad al Volcamiento

FS 

Mv 1,680   5.03  2 __ OK Me 334.125

Factor de seguridad al deslizamiento FSdsz = (tg(30)*3,360))/668.25 = 5.03 ≥ 1.50 OK

Segundo Bloque Ea=0.5*1800*32*0.33=2,673 kg. MVa=2,673*3*1/3*=2,673 Kg-m. MEa=3,360*0.5=1680 Kg-m. Wt=W1+W2+W3 = 3,360*3 = 10,080 Kg. WS1 = 1.50*0.50*1,800 = 1,350 Kg MEa = 10,080 * 1 * 1,350 * 1.75 = 12,442.50 Kg-m.

FS 

Mv 12,442.50   4.65  2.0 __ OK Me 2,673.

Factor de seguridad al deslizamiento FSdsz = (tg(30)*11,430))/2,673 = 2.14 ≥ 1.50 OK

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Ejemplo 04:

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CONCLUSIONES Para realizar un buen dimensionamiento de las estructuras de contención es necesario saber la capacidad portante del terreno, su peso especifico, el tipo de suelo que pertenece, su ángulo de fricción interna, cohesión, etc. ya que esta podría acarrear problemas serios en la etapa de construcción, por lo que es necesario realizar los ensayos de laboratorio respectivos.

Las teorías de Rankine y coulomb pese a sus limitaciones, siguen siendo empleadas para el cálculo de fuerzas de empujes y en el dimensionamiento de estructuras de contención incluyendo muros rígidos, muros flexibles entre otros ya que presentan valores razonables y conservadores.

Las fallas en las estructuras de contención se han producido principalmente por que es han utilizado procedimientos de calculo de presiones y fuerzas, los cuales no modelaban las situación real del suelo detrás del muro, el no considerar las sobrecargas existentes o el obviar la presencia de agua.

Los drenes y sub-drenes juegan un papel importante en la disminución de empujes activos, puesto que estos utilizados adecuadamente pueden abatir eficazmente el efecto del agua en la estructura.

El estudio de diversas tipologías de estructuras de contención, permite manejar un amplio abanico de posibilidades, para poder elegir una estructura de contención adecuada, en la etapa de diseño del proyecto.

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BIBLIOGRAFÍA 1. Dr. Ingeniero de Caminos CALAVERA RUIZ, José. “Muros de Contención y de Sótano”, 2da. Edición. España-Madrid. 1987. 2. BRAJA M., Das. “Principios de Ingeniería de Cimentaciones”, México. 2002. 3. Ing. Gonzalo Andrés Jara Moli, Tesis Doctoral “Estudio de la aplicabilidad de materiales Compuestos al diseño de estructuras de Contención de tierras y su interacción con el Terreno, para su empleo en obras de Infraestructura viaria” España-Madrid Mayo del 2008. 4. Ma. Eugenia Anabalón – “Apuntes Mecánica de Suelos II”, Chile 2007. 5. Ing. Félix Pérez – “Apuntes Diseño de muros Gaviones”. 6. Ing. Antonio Blanco Blasco – “Conferencia sobre Calzaduras”. 7. Instituto de Construcción y Gerencia – “Concreto Armado – Muros de Contención.” 8. Jean Vaunat Desp. D2 – 105 – “Apuntes de Estructuras de Contención”. 9. Ing. Omart Tello Malpartida – “Muros de Contención.- Acciones sobre el Muro.Tipos.- Empuje de Tierras.- Teoría de Rankine y Coulomb.- Empuje Activo y Pasivo.” 10. Rafael Ángel Torres Belandria – “Análisis y Diseño de Muros de Contención de Concreto Armado”, Segunda impresión adaptada a la norma Venezolana 17532006. 11. Juárez B. y Rico R.; Mecánica de Suelos, Tomo 2: Teoría y Aplicaciones de la Mecánica de Suelos, 2 ed., Editorial LIMUSA, S.A., México, D.F., 1996. 12. Nilson, Arthur y Winter, George; Diseño de Estructuras de Concreto, 11 edición, McGRAW-HILL, Inc, 1997. 13. Peck, Hanson y Thornburn; Ingeniería de Cimentaciones, 2 edición, Editorial LIMUSA, S.A., México, D.F., 1994. 14. Bowles, Joseph E.; Foundation Analysis and Design, 4 ed., McGRAW-HILL Book Company, Singapore, 1988.

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