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Universidad Católica de la Santísima ConcepciónFacultad de IngenieríaDepartamento de Ingeniería Civil
ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADAEN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
SERGIO ANDRES VILLALOBOS CIFUENTES
MEMORIA PARA OPTAR AL TITULO DE INGENIERO CIVIL
Concepción, Enero 2011
Profesor guía: Dr. Felipe Villalobos Jara
Profesor informante: Paulo Oróstegui Torvisco
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Dedicada a toda mi familia,
en especial a mis padres,
Sergio y Marta,
por su infinito amor y confianza.
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AGRADECIMIENTOS
A la fuerza mayor que nos guía, que los cristianos llamamos Dios, por brindarme todas
las oportunidades para lograr alcanzar mis sueños.
A mis padres, Sergio y Marta, por creer siempre en mí y crear vías para hacer posibleuna forma más sensata de desarrollarme en la sociedad.
Al Dr. Felipe Villalobos, profesor guía del Proyecto, por haber participado en lasdistintas etapas de éste, orientando y apoyando con su gran capacidad teórica y
técnica; por su amistad, comprensión y motivación entregada en cada uno de susconsejos.
Al Ing. Paulo Oróstegui, profesor informante del Proyecto, por haber propuesto eltema, por sus recomendaciones y consejos tanto técnicos como humanos; por su
amistad, sensatez y compresión durante todo el desarrollo del Proyecto.
A Constructora Lancuyén Ltda, por abrir las puertas de la empresa para el desarrollo yfomento del Proyecto.
A mi novia Carol, por haber llenado de paz, tranquilidad y amor todos aquellosmomentos en los cuales todo parece estar mal a lo largo de este largo camino.
A toda mi familia, en especial mis hermanas Karin, Maritza y Francisca; a Pedro y José;
a mis tíos Domingo, María, Abraham, Olga, Richard, Eulalia, José, Hortensia e Ivan; a miabuela Carmen; a mis primos Abraham, Claudia, Fernando, Ingrid, Ximena, Paula y
Nicole, quienes han colaborado enormemente en mí desarrollo personal, gracias portodos los consejos entregados a lo largo de esta etapa de mi vida.
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADAEN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Resumen
Por Sergio Andrés Villalobos CifuentesDepartamento de Ingeniería Civil
Universidad Católica de la Santísima ConcepciónEnero, 2010
El suelo apernado es un sistema de refuerzo del terreno que en la práctica común seutiliza para sostener excavaciones y reforzar taludes naturales inestables. En éste
Proyecto se presenta una revisión bibliográfica de los conceptos básicos de la técnicade suelo apernado, tales como, definición técnica, aplicaciones, ventajas y limitaciones,metodología de construcción, comparación con otras técnicas similares de refuerzo
del terreno y parámetros de capacidad de arranque. Se estudian los posibles modos defalla que puede tener una estructura de éste tipo. Además, se realiza un análisis de
sensibilidad de los parámetros que influyen en la estabilidad de muros de sueloapernado. El Proyecto se enfoca en un caso estudio, el cual se desarrollo bajo la
siguiente metodología. Se realiza la caracterización geológico-geotécnica del áreadonde se ubica el caso estudio, determinando que el tipo de material que conforma eltalud es roca granítica descompuesta. Se desarrolla un retro-análisis de estabilidad del
talud en su condición inicial para estimar los parámetros de resistencia al corte de
éste. Se diseña un muro de suelo apernado que sostiene la cara de una excavación,verificando la seguridad de cada uno de los elementos estructurales. Se entregandatos de la metodología de ejecución utilizada para construir un muro de suelo
apernado. Se finaliza realizando una evaluación post-terremoto del muro de sueloapernado, estudiando el modo de falla de bloque del suelo que tuvo la estructurafrente a las aceleraciones horizontales máximas del terreno durante el terremotoConcepción-Maule de 2010.
Palabras clave: suelo apernado, capacidad de arranque, roca granítica descompuesta,retro-análisis, análisis, diseño, terremoto, factor de seguridad.
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ANALYSIS AND DESIGN OF AN NAILED EXCAVATIONIN A RESIDUAL SOIL OF CONCEPCION
Abstract
By Sergio Andrés Villalobos CifuentesDepartment of Civil Engineering
Universidad Católica de la Santísima ConcepciónJanuary, 2010
Soil nailing is a reinforcement system of soil that in the common practice is utilized forsupport of excavations and reinforcement of unstable slopes. In this Project is
presented a literature review of basic concepts of the soil nailing technique, such astechnical definitions, applications, advantages and limitations, constructionmethodology, comparison with other similar techniques of soil reinforcement and
pull-out capacity parameters. It was studied possible failure modes that a structure ofthis type may have. It was also presented a sensitivity analysis of parameters
influencing the stability of soil nailed walls. The project focuses on a case study, whichwas developed under the following methodology. A geological and geotechnical
characterization of the area where the case study is located was carried out,determining that the type of material the slope is a decomposed granite. It isdeveloped a back-analysis of slope stability in its initial condition to estimate the
shear strength parameter values. It is designed a soil nailed wall that holds the face of
an excavation, verifying the safety of each of the structural elements that compose.Implementation methodology data used to construct a soil nailed wall are described.Finally a post-earthquake evaluation of a soil nailed wall, was carried out studying the
soil block failure mode against horizontal peak ground accelerations during theConcepcion-Maule earthquake of 2010.
Key words: soil nailing, pullout capacity, descomposed granite rock, back-analysis,analysis, design, earthquake, safe factor.
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INDICE DE CONTENIDOS
AGRADECIMIENTOS i
RESUMEN ii
ABSTRACT iii
INDICE DE CONTENIDOS iv
INDICE DE FIGURAS vii
INDICE DE TABLAS xiv
Capítulo 1 INTRODUCCION 11.1 Motivación 11.2 Objetivos 31.3 Caso de estudio 4
Capítulo 2 SUELO APERNADO 52.1 Origen del suelo apernado 52.2 Definición técnica 62.3 Aplicaciones 8
2.4 Ventajas y limitaciones 102.5 Metodología de construcción 112.6 Comparación con otras técnicas 12
2.6.1 Suelo apernado - Tierra armada 122.6.2 Suelo apernado - Muros con anclajes post-tensados 132.6.3 Sistemas mixtos 15
Capítulo 3 CAPACIDAD DE ARRANQUE 163.1 Concepto de capacidad de arranque 163.2 Movilización de la capacidad de fricción 18
3.3 Ensayo de capacidad de arranque 193.4 Resultados y estimaciones 20
3.4.1 Correlaciones empíricas 20
Capítulo 4 ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO 274.1 Transferencia de carga 274.2 Estados límite 28
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4.2.1 Estado de resistencia 284.2.2 Estado de servicio 29
4.3 Modos de falla externa 294.3.1 Estabilidad global 304.3.2 Deslizamiento 33
4.3.3 Capacidad de soporte del suelo 354.3.4 Consideraciones sísmicas 35
4.4 Modos de falla interna 374.4.1 Falla por capacidad de arranque 384.4.2 Falla por capacidad de tracción 40
4.5 Modos de falla en la conexión anclaje-muro 404.5.1 Falla por flexión 424.5.1 Falla por corte 46
4.6 Factores de seguridad 49
4.7 Consideraciones de drenaje 504.8 Análisis de los parámetros de diseño 524.8.1 Modelo de muro de suelo apernado 524.8.2 Efecto de la longitud de los anclajes 554.8.3 Efecto de la inclinación de los anclajes 564.8.4 Efecto del espaciamiento entre anclajes 574.8.5 Efecto de los parámetros geotécnicos 58
Capítulo 5 CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA 605.1 Programa experimental 60
5.2 Geología local 625.2.1 Rocas metamórficas 625.2.2 Rocas intrusivas 625.2.3 Rocas sedimentarias 625.2.4 Depósitos superficiales 64
5.3 Maicillo residual 645.3.1 Estabilidad de maicillos graníticos 65
5.4 Caracterización geotécnica 665.4.1 Densidad natural y seca 665.4.2 Contenido de humedad 67
5.4.3 Gravedad específica 685.4.4 Análisis granulométrico 685.4.5 Permeabilidad 705.4.6 Resistencia al corte 71
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Capítulo 6 RETRO-ANALISIS DE ESTABILIDAD DEL TALUD SIN REFUERZO 756.1 Análisis de equilibrio limite 756.2 Talud analizado 766.3 Método de análisis 786.4 Resultados 80
Capítulo 7 DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO 827.1 Antecedentes 827.2 Configuración adoptada 857.3 Parámetros geotécnicos 867.4 Metodología de diseño 877.5 Diseño de los anclajes inyectados 92
7.5.1 Diámetro de bulbo 927.5.2 Longitud de bulbo 93
7.6 Diseño del muro de hormigón proyectado 94
Capítulo 8 CONSTRUCCION DE UN MURO DE SUELO APERNADO 988.1 Impermeabilización del coronamiento 988.2 Excavación del terreno 998.3 Perforación del terreno 1028.4 Instalación e inyección de los anclajes 1038.5 Muro de hormigón proyectado 104
Capítulo 9 EVALUACION POST-TERREMOTO DE UN MURO DE SUELO
APERNADO 1089.1 Terremoto Concepción- Maule, 2010 1089.2 Investigación previa del mecanismo de falla 109
9.2.1 Modelo investigado 1099.2.2 Desplazamiento debido a la sacudida horizontal 1159.2.3 Mecanismo de falla dinámica en cada modelo 1189.2.4 Mecanismo de falla dinámica común 122
9.3 Observaciones post-terremoto 123
Capítulo 10 CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES 130
10.1 Conclusiones 13010.2 Recomendaciones 131
REFERENCIAS 133
ANEXOS 138
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INDICE DE FIGURAS
Figura 1.1 Vista general Proyecto: Suelo Apernado Puente Dumo Ruta5 Sur. Temuco, Chile. 1
Figura 1.2 Principio básico de suelo reforzado: (a) masa de suelo en;Condiciones iniciales sin carga; (b) masa de suelo sometidaa carga, sin refuerzo; (c) masa de suelo sometida a carga,con refuerzo. 2
Figura 2.1 Técnicas de ejecución de túneles con revestimiento:(a) rígido; (b) flexible. 6
Figura 2.2 Esquena tipo de un perno de suelo. 7
Figura 2.3 Aplicaciones típicas de la técnica de suelo apernado:(a) estabilización de taludes; (b) refuerzo de excavaciones. 8
Figura 2.4 Aplicaciones de la técnica de suelo apernado en Chile:(a) Proyecto Barrio Modelo Lo Galindo, Concepcion;(b) Proyecto Metro Línea 4 – Tramo H-G, Santiago. 9
Figura 2.5 Etapas de construcción de un muro de suelo apernado. 11
Figura 2.6 Desplazamientos horizontales máximos en: (a) sueloapernado; (b) tierra armada. 12
Figura 2.7 Mecanismos de transferencia de carga en: (a) muros conanclajes post-tensados; (b) suelo apernado. 14
Figura 2.8 Estructuras mixtas: (a) anclajes activos – anclajes pasivosHincados; (b) anclajes activos – anclajes pasivos hincados;(c) anclajes activos – pilas ancladas – anclajes pasivos
inyectados; (d) anclajes activos–
anclajes pasivos inyectados. 15
Figura 3.1 Esquema del ensayo de capacidad de arranque. 17
Figura 3.2 Modelación de la curva experimental de los resultados deensayos de arranque a través de la Ley de Frank y Zhao. 18
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Figura 3.3 Detalles de montaje del ensayo de capacidad de arranque. 19
Figura 3.4 Correlaciones empíricas para qs en arenas. 21
Figura 3.5 Correlaciones empíricas para qs en arcillas y limos. 21
Figura 3.6 Correlaciones entre qs y p1 para arena. 22
Figura 3.7 Correlaciones entre qs y p1 para arcilla. 22
Figura 3.8 Correlaciones entre qs y p1 para grava. 22
Figura 3.9 Correlaciones entre qs y p1 para marga. 23
Figura 3.10 Correlaciones entre qs y p1 para roca descompuesta. 23
Figura 3.11 Correlación empírica entre qs y N(SPT). 24
Figura 3.12 Correlación empírica entre qs y N(SPT) para un sueloresidual ígneo. 25
Figura 4.1 Carga progresiva de un perno durante las sucesivasetapas de excavación. 28
Figura 4.2 Modos de falla externa: (a) falla global; (b) falla pordeslizamiento; (c) falla por capacidad de soporte del sueloo levantamiento basal. 29
Figura 4.3 Método de bloques deslizantes. Superficie de falla bi-lineal. 31
Figura 4.4 Método de bloques deslizantes. Fuerzas actuantes bajocargas estáticas. 33
Figura 4.5 Muro gravedad equivalente. 34
Figura 4.6 Método de bloques deslizantes. Fuerzas actuantes bajocargas sísmicas. 36
Figura 4.7 Modos de falla interna: (a) falla por arranque suelo-grout;( b) falla por arranque barra-grout; (c) falla por tracción delanclaje; (d) falla por flexión y/o corte del anclaje. 37
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Figura 4.8 Transferencia de carga a lo largo de un perno de suelo. 39
Figura 4.9 Modos de falla en la conexión anclaje-muro: (a) falla porflexión del revestimiento; (b) falla por corte o punzonamiento
del revestimiento. 41
Figura 4.10 Falla por flexión progresiva en el revestimiento de murosde suelo apernado: (a) patrón de fluencia idealizado; (b)perfil de deformación última. 42
Figura 4.11 Geometría utilizada en los modos de falla por flexión ycorte del revestimiento. 44
Figura 4.12 Distribución de presión lateral del suelo detrás del muro. 45
Figura 4.13 Modos de falla del revestimiento por corte: (a) conexióntemporal; (b) conexión permanente. 47
Figura 4.14 Drenaje de muros de suelo apernado. 50
Figura 4.15 Detalle típico de drenes. 51
Figura 4.16 Detalles de drenaje: (a) pie de drenaje; (b) dren de geo-
textil. 52
Figura 4.17 Modelo de muro de suelo apernado, donde es el ángulo deltalud. 54
Figura 4.18 Curvas del efecto de la longitud de los anclajes en elfactor de seguridad global. 55
Figura 4.19 Curvas del efecto de la inclinación de los anclajes en elfactor de seguridad global. 56
Figura 4.20 Curvas del efecto del espaciamiento entre anclajes en elfactor de seguridad global. 57
Figura 4.21 Curvas del efecto de la capacidad de fricción del sueloen el factor de seguridad global. 58
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x
Figura 4.22 Curvas del efecto de la cohesión del suelo en el factor deseguridad global. 59
Figura 4.23 Curvas del efecto del ángulo de fricción interna del sueloen el factor de seguridad global. 59
Figura 5.1 Bloques de suelo extraídos para ensayos de laboratorio 61
Figura 5.2 Plano geológico de la Comuna de Concepción. 63
Figura 5.3 Maicillo granítico tamizado en laboratorio. 65
Figura 5.4 Ensayo de cono de arena. Extracción de suelo en estadonatural. 67
Figura 5.5 Curvas de distribución del tamaño de partículas. 69
Figura 5.6 Probetas ensayadas en mesa de corte directo: (a) testigoy probeta antes del ensayo; (b) probeta ensayada. 72
Figura 5.7 Curva de desangulación unitaria versus tensión de corte. 72
Figura 5.8 Envolvente de falla Mohr-Coulomb. 73
Figura 5.9 Curvas de desangulación unitaria versus deformaciónvolumétrica. 74
Figura 6.1 Talud considerado para el retro-análisis de estabilidadestática. 76
Figura 6.2 Fuerzas sobre una rebanada para el método de Bishop. 79
Figura 6.3 Variación del factor de seguridad en función de c' y '. 81
Figura 6.4 Superficie de falla crítica circular (FS = 1.0). 81
Figura 7.1 Talud inestable de 4.0 m de altura, con pendiente de 70 º. 83
Figura 7.2 Planta topográfica del área donde se localiza el proyectode suelo apernado. 83
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xi
Figura 7.3 Planta de fundaciones y disposición del muro de sueloapernado. 84
Figura 7.4 Muro de suelo apernado analizado y diseñado. 85
Figura 7.5 Verificación de la estabilidad global de la primera etapa deexcavación bajo condiciones de carga estática (FSG = 1.44). 88
Figura 7.6 Verificación de la estabilidad global de la segunda etapa deexcavación bajo condiciones de carga estática (FSG = 1.33). 89
Figura 7.7 Verificación de la estabilidad global de la tercera etapa deexcavación bajo condiciones de carga estatica (FSG = 1.28). 89
Figura 7.8 Verificación de la estabilidad global final bajo condicionesde carga estática (FSG = 1.61). 90
Figura 7.9 Verificación de la estabilidad global final bajo condicionesde carga sísmica (FSG = 1.32). 90
Figura 7.10 Detalles de diseño: (a) barras de sobre refuerzo en lacabeza del anclaje; (b) muro de hormigón proyectado. 97
Figura 8.1 Sistema de impermeabilización del sobre talud:
(a) instalación malla hexagonal galvanizada; (b) aplicacióndel hormigón proyectado. 99
Figura 8.2 Construcción de estructuras de suelo apernado. Etapasejecutadas con equipos mecánicos. 100
Figura 8.3 Excavación por tramos: (a) etapas de excavación por tramos;(b) ejecución de excavación central con dos bermas deequilibrio. 101
Figura 8.4 Etapa de excavación y perfilamiento del talud. 102
Figura 8.5 Etapa de perforación del terreno. 103
Figura 8.6 Centralizador de PVC atado a la barra de acero. 104
Figura 8.7 Etapa de instalación de la malla de refuerzo. 105
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Figura 8.8 Etapa de aplicación del muro de hormigón proyectado porvía seca. 105
Figura 8.9 Construcción finalizada del muro de suelo apernado. 107
Figura 9.1 Superficies de falla utilizadas para el análisis de estructurasde suelo apernado: (a) método Alemán; (b) método Davis;(c) método Francés; (d) método Caltrans. 110
Figura 9.2 Geometría e instrumentación de la excavación apernadamodelo: (a) sección longitudinal; (b) sección lateral. Lasdimensiones están en milímetros. 111
Figura 9.3 Entrada de aceleración y desplazamientos del Modelo 2,Secuencia dinámica 2-2: (a) entrada de aceleración en eltiempo registrada por el acelerógrafo ACC 1; (b) registrode desplazamientos en el tiempo por los tres sensores LVDT. 113
Figura 9.4 Respuesta de SWAY y ROCKING del modelo 2, Secuenciadinámica 2-2: (a) SWAY; (b) ROCKING. 116
Figura 9.5 Desplazamiento y rotación hacia fuera del revestimientopara los modelos 1 y 2. 117
Figura 9.6 Desplazamiento y rotación hacia fuera del revestimientopara los modelos 3 y 4. 117
Figura 9.7 Fotografía del modelo de excavación después del ensayoy boceto de las condiciones de falla impuestas para elmodelo 1. 119
Figura 9.8 Fotografía del modelo de excavación después del ensayo
y boceto de las condiciones de falla impuestas para losmodelos 2 y 4. 120
Figura 9.9 Fotografía del modelo de excavación después del ensayoy boceto de las condiciones de falla impuestas para elmodelo 3. 122
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xiii
Figura 9.10 Desplazamiento del revestimiento de un talud apernadodurante y después del terremoto de Kobe, Japón en 1995. 124
Figura 9.11 Muro de suelo apernado estudiado. 125
Figura 9.12 Factor de seguridad global en función de la aceleraciónhorizontal del terreno. 126
Figura 9.13 Muro de suelo apernado llevado a la fluencia (FS G = 1.01). 127
Figura 9.14 Agrietamiento del terreno detrás del muro de sueloapernado. 128
Figura 9.15 Superficie de falla critica para ah = 0.3g (FSG = 1.01). 129
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INDICE DE TABLAS
Tabla 1.1 Tipos de solicitación sobre el refuerzo de suelo. 3
Tabla 3.1 Correlaciones empíricas de capacidad de arranquepara anclajes pasivos inyectados. 26
Tabla 4. 1 Factores CF en las ecuaciones 4.24a y b. 45
Tabla 4.2 Factores de seguridad recomendados para el diseño demuros de suelo apernado usando el método de tensionesadmisibles (ASD). 49
Tabla 4.3 Rango de variación de los parámetros geotécnicos. 58
Tabla 5.1 Cantidad de ensayos realizados. 61
Tabla 5.2 Clasificación de suelos en función del tamaño de partículas. 70
Tabla 5.3 Ángulos de dilatación y de estado crítico. 74
Tabla 6.1 Parámetros de resistencia al corte obtenidos medianteensayos triaxiales CIU. 77
Tabla 7.1 Características del muro de suelo apernado. 85
Tabla 7.2 Longitud, inclinación y cantidad de elementos de refuerzo. 86
Tabla 7.3 Parámetros geotécnicos considerados en el diseño delmuro de suelo apernado. 86
Tabla 7.4 Factores de seguridad global verificados en el diseño delmuro de suelo apernado. 88
Tabla 7.5 Factores de seguridad contra el deslizamiento y capacidadde soporte del suelo de fundación a verificar en el diseñodel muro de suelo apernado. 91
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Tabla 7.6 Factores de seguridad contra el deslizamiento y capacidadde soporte del suelo de fundación obtenidos en el diseñodel muro de suelo apernado. 91
Tabla 7.7 Cargas de tracción últimas de diseño (kN). 92
Tabla 7.8 Planilla de diseño del muro de hormigón proyectado (Parte 1) 95
Tabla 7.9 Planilla de diseño del muro de hormigón proyectado (Parte 2) 96
Tabla 8.1 Profundidad de excavación en función del tipo de suelo. 101
Tabla 8.2 Bandas granulométricas recomendadas para el hormigónproyectado. 106
Tabla 8.3 Dosificación referencial para el hormigón proyectado. 107
Tabla 9.1 Aceleraciones máximas del terreno. 109
Tabla 9.2 Características de los anclajes modelo. 112
Tabla 9.3 Lista de secuencias dinámicas y movimientos promediodel revestimiento. 114
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 1. INTRODUCCION
1
Capítulo 1
INTRODUCCION
1.1 Motivación
Las técnicas de refuerzo de suelos se utilizan para mejorar las características de
resistencia e impedir el desarrollo de deformaciones excesivas en la masa de suelo. La
instalación de materiales de refuerzo, además de aumentar las condiciones de
estabilidad global de excavaciones y taludes naturales, permite la ejecución de estossistemas sin alterar el entorno.
Figura 1.1 Vista general Proyecto: Suelo Apernado Puente Dumo Ruta 5 Sur,
Temuco, Chile (Pilotes Terratest, 2000).
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 1. INTRODUCCION
2
La Figura 1.1 muestra el sistema de entibación realizado para ejecutar la construcción
de las fundaciones del nuevo estribo del Puente Dumo, que fue proyectado junto al
existente sin la posibilidad de desviar o cortar parcialmente el transito vehicular. La
solución geotécnica consistió en un muro de suelo apernado de 7.0 m de altura.
Desde la antigüedad se han utilizado materiales, tales como madera, adobe, fibras
vegetales, entre otros, para el refuerzo in-situ del terreno. Actualmente, los materiales
de refuerzo abarcan una amplia gama, desde fibras naturales y sintéticas hasta
refuerzos metálicos.
La evolución de las necesidades humanas y la tendencia de desarrollo en los grandes
centros urbanos desencadenan en la construcción de obras civiles de gran
envergadura, tales como edificios, puentes, túneles, subterráneos, presas, entre otros,
induciendo descargas y sobrecargas en el terreno, que alteran la distribución de
tensiones generando incrementos de esfuerzos de corte, tracción y compresión en la
masa de suelo. Los suelos en general resisten esfuerzos de corte y compresión; sin
embargo, la resistencia a la tracción es limitada, siendo necesaria la inclusión de
refuerzos para absorber los esfuerzos de éste tipo (Pérez, 2003).
(a)
(b) (c)
Figura 1.2 Principio básico de suelo reforzado: (a) masa de suelo en condiciones iniciales
sin cargas; (b) masa de suelo sometida a carga, sin refuerzo; (c) masa de suelo sometida a
carga, con refuerzo (Sieira, 2003).
Cuando una masa de suelo se carga verticalmente, ocurren deformaciones verticales
( v ) de compresión y deformaciones laterales de extensión, es decir, tracción ( h). Con
esto, la masa de suelo se puede reforzar para reducir las deformaciones laterales. Esta
restricción de deformaciones se obtiene gracias al traspaso de esfuerzos de tracción a
los elementos de refuerzo. El suelo se tiende a desplazar en relación al refuerzo
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 1. INTRODUCCION
3
generando tensiones de corte ( ) en la interfase suelo-refuerzo (Wheeler, 1996). La
Figura 1.2 muestra el principio básico del suelo reforzado.
Generalmente, el comportamiento de un sistema de refuerzo de suelo depende de la
movilización de los esfuerzos en los elementos de refuerzo. La Tabla 1.1 indica los
esfuerzos considerados en algunos sistema de refuerzo del terreno (Schlosser, 1982).
Tabla 1.1 Tipo de solicitación sobre el refuerzo de suelo (Schlosser, 1982).
Esfuerzo Solicitante Tierra
Armada
Columnas de
Grava
Suelo
Apernado
Micropilotes
Tracción ● ● ●
Compresión ● ●
Corte ● ●
Flexión ●
La técnica de suelo apernado consiste en la instalación de elementos de refuerzo semi-
rígidos en la masa de suelo inestable. La técnica es bastante eficaz para el refuerzo de
taludes naturales y resultantes de procesos de excavación. Además, presenta una
economía de los costos directos cercana al 30% en comparación con otras técnicas de
refuerzo.
1.2 Objetivos
El objetivo general del presente trabajo es demostrar que los muros de suelo
apernado son una solución geotécnica idónea para estabilizar taludes naturales y
resultantes de procesos de excavación en zonas con alta demanda sísmica.
De acuerdo al contenido de este trabajo se abordan los siguientes objetivos
específicos:
Analizar la estabilidad de muros de suelo apernado en roca granítica
completamente descompuesta.
Realizar la caracterización geológico-geotécnica del área donde se proyecta la
construcción de un muro de suelo apernado.
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 1. INTRODUCCION
4
Analizar la estabilidad post-falla del talud que debe ser reforzado.
Calcular y diseñar un muro de suelo apernado con cada uno de los elementos
que componen.
Evaluar el estado post-terremoto de un muro de suelo apernado.
1.3 Caso de estudio
El caso estudiado en el presente trabajo corresponde a la solución geotécnica
adoptada para reforzar un talud resultante de procesos de excavación. El talud se
ubica en la Comuna de Concepción, sector Pedro de Valdivia. El material que lo
conforma es un suelo residual proveniente de la descomposición de la roca granítica
intrusiva. Se analiza y diseña la solución geotécnica adoptada. Poco tiempo después de
haber finalizado la construcción del sistema geotécnico, el muro de suelo apernado de
8.0 m de altura fue sometido a uno de los eventos sísmicos más fuertes registrados en
el mundo, el terremoto Concepción-Maule del 27 de febrero de 2010, que alcanzó una
magnitud de momento, Mw = 8.8.
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 2. SUELO APERNADO
5
Capítulo 2
SUELO APERNADO
2.1 Origen del suelo apernado
La técnica de suelo apernado tiene su origen del método de ejecución de soportes de
galerías y túneles denominada NATM (New Austrian Tunnelling Method) muy
aplicada en proyectos mineros. Este método fue empleado por Von Rabcewicz a partir
de 1945, para el avance de excavaciones en túneles en roca (ver Figura 2.1). Como semuestra en la Figura 2.1b, el método NATM consiste en la aplicación de un soporte
flexible, el cual permite que el terreno se deforme de tal forma que ocurra la
formación de una región plástica alrededor de la excavación, que puede reforzarse a
través de anclajes pasivos. Posterior a la excavación, la cavidad se somete al efecto del
peso propio del suelo y tensiones de confinamiento, ésta se estabiliza con un
revestimiento flexible de hormigón proyectado, con espesores entre 10 a 30 cm,
reforzado con mallas metálicas y anclajes cortos introducidos radialmente en la zona
plastificada. En general, el espaciamiento horizontal de los anclajes en la galería es de
3.0 a 6.0 m (Clouterre, 1991) y pueden ser hincados o inyectados. En el método
convencional de ejecución de túneles (ver Figura 2.1a) los desplazamientos del
terreno son impedidos por un revestimiento de hormigón armado de mayores
espesores, que a su vez moviliza tensiones mucho mayores en el macizo y además es
una solución con mayor costo económico.
Por lo tanto, se puede afirmar que una excavación reforzada con la técnica de suelo
apernado es similar a la ejecución de túneles con revestimiento flexible, mientras que
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 2. SUELO APERNADO
6
la solución convencional de túneles se compara con la técnica de muros rígidos
anclados (Ortigao y Sayao, 1999).
Figura 2.1 Técnicas de ejecución de túneles con revestimiento:
(a) rígido; (b) flexible (Ortigao y Sayao, 1999).
Posterior a las aplicaciones del método NATM en rocas duras, nuevas experiencias
fueron efectuadas en materiales menos resistentes, tales como rocas fisuradas,
fracturadas y meteorizadas, y suelos (limos, gravas y arenas) con el nombre de suelo
apernado o clavado (soil nailing, en inglés; sol cloué , en francés). La técnica de suelo
apernado se comenzó a utilizar a partir de los inicios de 1970, en países como Franciay Estados Unidos, quienes lideraron investigaciones para obtener conocimientos de
este método de refuerzo lateral del terreno.
2.1 Definición técnica
El suelo apernado es una técnica empleada para el refuerzo in-situ de taludes
naturales y resultantes de procesos de excavación, verticales o inclinados. El método
constructivo consiste en la instalación de elementos de refuerzo pasivos semi-rígidos,
es decir, no post-tensados, en la masa de suelo. Los elementos de refuerzo pueden ser
barras, perfiles o tubos de acero, barras sintéticas de sección circular o rectangular, y
micropilotes inyectados. Por lo tanto, el macizo reforzado resulta ser un material con
propiedades mecánicas mejoradas, con capacidad de resistir esfuerzos de tracción
(Najar, 2008).
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 2. SUELO APERNADO
7
Los elementos de refuerzo lineales pueden ser hincados o inyectados. Los pernos
pueden ser instalados horizontalmente o con un ángulo de inclinación respecto al eje
horizontal, con motivo de inducir mayores esfuerzos resistentes de tracción. Su
función es minorar los desplazamientos del suelo mediante el aumento de las fuerzas
internas contrarias al sistema de reacomodo natural de la masa de suelo o roca, y
resistir los incrementos de tensiones laterales, verticales y angulares inducidas por el
terreno y sobrecargas (Silva et al ., 2001). La descompensación progresiva del suelo,
debido a las sucesivas fases de excavación o a la configuración de una falla natural de
taludes, genera desplazamientos laterales y verticales del terreno. Estos
desplazamientos generan fuerzas internas aplicadas en el sistema suelo-refuerzo.
Excavaciones instrumentadas y monitoreadas confirman la veracidad de este
mecanismo (Unterreiner et al ., 1995). Lima (2007) explica en detalle como desarrollarel monitoreo excavaciones apernadas.
En la cara del talud se ejecuta un muro de hormigón proyectado reforzado con mallas
de acero para entregar mayor estabilidad superficial, apoyo a los elementos de
refuerzo y además hacer que éstos trabajen en conjunto uniformemente. Los pernos
generalmente son espaciados a distancias entre 1.0 y 2.0 m, los que juntos con el suelo
y revestimiento forman la estructura de suelo reforzado, cuya construcción por lo
general se ejecuta desde arriba hacia abajo. La Figura 2.2 muestra el esquema tipo de
un anclaje pasivo.
Figura 2.2 Esquema tipo de un perno de suelo o anclaje pasivo (DYWIDAG, 2009).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 2. SUELO APERNADO
8
2.3 Aplicaciones
La técnica de suelo apernado puede ser utilizada en varios escenarios. Dentro de las
principales aplicaciones se destacan las siguientes:
Estabilización de taludes naturales (Figura 2.3a). La función es originar un
aumento en el factor de seguridad global y reducir los desplazamientos de
taludes que son potencialmente inestables con pendientes del orden de 45 a
70º.
Contención de excavaciones temporales o permanentes (Figura 2.3b). Esta
aplicación se asocia a la entibación del terreno para la construcción de
fundaciones de edificios, excavaciones subterráneas (estacionamientos ometro), cortes para implantación de sistemas viales y excavaciones para
túneles.
Recuperación de estructuras de contención, tales como muros de tierra
armada, destacándose la sustitución de elementos de refuerzo existentes o
conexiones dañadas por sobrecarga. En muros de hormigón armado, antes o
después de fallas causadas por el deterioro del muro o desplazamientos
excesivos. En muros anclados, después del colapso de anclajes post-tensados,
por sobrecarga excesiva o por corrosión del sistema.
(a)
(b)
Figura 2.3 Aplicaciones típicas de la técnica de suelo apernado: (a) estabilización de taludes
naturales; (b) refuerzo de excavaciones (Ortigao y Sayao, 2004).
Cuando la técnica se utiliza para estructuras de refuerzo de excavaciones, los anclajes
pasivos son generalmente instalados sub-horizontalmente y los esfuerzos
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 2. SUELO APERNADO
9
considerados son principalmente de tracción. Por el contrario, cuando la técnica se
utiliza para la estabilización de taludes naturales, los elementos de refuerzo son
generalmente perpendiculares a la superficie potencial de falla, y además de esfuerzos
de tracción, si los anclajes poseen una alta capacidad flexural, se deben considerar
esfuerzos de corte y flexión en los elementos de refuerzo (Schlosser, 1982; Ortigao y
Sayao, 2004).
En la Figura 2.4 se muestran algunos proyectos donde se aplicó la técnica de suelo
apernado en Chile.
(a)
(b)
Figura 2.4 Aplicaciones de la técnica de suelo apernado en Chile: (a) Proyecto Barrio Modelo
Lo Galindo, Concepción (Pilotes Terratest, 2009); (b) Proyecto Metro Línea 4 – Tramo H-G,
Estación Los Orientales, Santiago (Pilotes Terratest, 2009).
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Capítulo 2. SUELO APERNADO
10
2.4 Ventajas y limitaciones
Varios motivos incentivan a la popularización de la técnica de suelo apernado en el
mundo, dentro de estos podemos citar (Bruce y Jewel, 1986):
Economía: en comparación con obras de muros rígidos anclados, el suelo
apernado presenta una economía del orden del 30% en sus costos directos
(Ortigao y Palmeira, 1992).
Velocidad de ejecución: es una técnica de rápida ejecución debido a las
perforaciones y uso de revestimiento de hormigón proyectado, minimizando la
utilización de mano de obra y permitiendo la realización del trabajo
simultáneamente con las excavaciones, utilizando equipos pequeños.Flexibilidad: con la utilización de estructuras de revestimiento flexibles, se
cuenta con una alta resistencia a esfuerzos dinámicos, siendo una técnica
efectiva para zonas sometidas a movimientos sísmicos (Shen et al ., 1981).
Adaptabilidad: durante las sucesivas etapas de excavación se puede revisar el
proyecto, en función del tipo de material encontrado y de las condiciones
geológico-geotécnicas in-situ (Peck, 1969).
Sin embargo, con todo lo anterior, existen algunas limitaciones que restringen la
utilización de la técnica en casos específicos, siendo los principales:
Desplazamientos laterales y verticales: los desplazamientos son producto de la
flexibilidad de la estructura que es sensible a movimientos del terreno. Este
aspecto tiene mayor resalte en áreas urbanas donde los movimientos de 0,30 a
0,35 % de la altura del talud pueden afectar considerablemente estructuras e
instalaciones vecinas existentes (Clouterre, 1991). Estos desplazamientos se
deben monitorear durante toda la obra, siendo determinante para definir la
velocidad de avance de las excavaciones. Cabe destacar que la instalación de
anclajes post-tensados minimiza los desplazamientos de la masa de suelo
reforzada.
Saturación del suelo: una disminución importante de los valores de resistencia
de interfase suelo-refuerzo se hace evidente si después de la construcción el
suelo se satura (Schlosser y Unterreiner, 1990).
Corrosión: se debe considerar una vida útil para la estructura de refuerzo en
función de la agresividad corrosiva del suelo donde ésta se desempeña.
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Capítulo 2. SUELO APERNADO
11
2.5 Metodología de construcción
La construcción de una estructura de suelo apernado en taludes generalmente se
realiza en fases sucesivas de excavación desde arriba hacia abajo (ver Figura 2.5).
Figura 2.5 Etapas de construcción de un muro de suelo apernado (DYWIDAG, 2009).
En el caso de un talud natural, es decir, que éste ya se encuentre formado, se puede
trabajar de forma descendente o ascendente, conforme a lo que sea de mayor
conveniencia.
En la Figura 2.5 se muestran las sucesivas etapas de construcción que se deben llevar
a cabo para realizar adecuadamente la ejecución de un muro de suelo apernado.
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Capítulo 2. SUELO APERNADO
12
2.6 Comparación con otras técnicas
El entendimiento de los mecanismos que envuelve la movilización de los esfuerzos a
lo largo de los elementos de refuerzo es fundamental para la conceptualización de la
técnica. La comparación del método de suelo apernado con otras técnicas usuales de
refuerzo entrega una distinción de aspectos importantes relativos al funcionamiento
del suelo apernado. A continuación se entrega la comparación de muros de suelo
apernado con otras técnicas de refuerzo.
2.6.1 Suelo apernado – Tierra armada
La primera diferencia fundamental entre estas dos técnicas proviene del método y
fases de construcción (Schlosser, 1983). El suelo apernado es una técnica para el
refuerzo in-situ del terreno, donde la estructura de suelo apernado es construida por
cortes en fases sucesivas, desde arriba hacia abajo. La tierra armada es una técnica
para reforzar rellenos, donde la estructura reforzada es construida a medida que
avanzan las fases de relleno, desde abajo hacia arriba. Por lo tanto, para geometrías
similares de proyecto, las distribuciones de deformaciones y desplazamientos son
muy distintas entre las dos técnicas, así como las tensiones en el suelo y los elementos
de refuerzo.
(a)
(b)
Figura 2.6 Desplazamientos horizontales máximos en:
(a) suelo apernado; (b) tierra armada (Byrne et al ., 1998).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 2. SUELO APERNADO
13
Durante las sucesivas etapas de excavación, el terreno que conforma el muro de suelo
apernado está sujeto simultáneamente a descompresión lateral y asentamientos.
Como resultado, es normal que al término de la construcción se produzca un leve
desaplome del muro, localizada donde los desplazamientos horizontal y vertical son
máximos, es decir, en la parte superior de éste. Al contrario, en los muros de tierra
armada, los desplazamientos laterales en el pie del muro aumentan durante las
sucesivas etapas de relleno debido a la compresión de las capas de relleno superiores
causada por el peso del suelo. El resultado es que durante la construcción ocurre una
leve deformación de la parte inferior del muro donde los desplazamientos
horizontales son máximos (Figura 2.6).
Las tiras en la tierra armada y los anclajes pasivos en muros de suelo apernado secomportan de manera diferente. Mientras que las tiras de refuerzo en la tierra armada
son elementos flexibles que trabajan solo en tracción y no toman fuerzas de corte ni
momento flector, los anclajes pasivos, en función de su diámetro, algunas veces
presentan una rigidez alta flexural, de es esta forma trabajan no sólo en tracción, sino
que también toman fuerzas de corte y flexión (Clouterre, 1991; Ortigao y Sayao,
1999). Algunas veces, durante las primeras etapas de construcción, el revestimiento
de hormigón proyectado no entra en contacto con los anclajes pasivos debido a que el
espesor de éste es muy grande o la adherencia a corto plazo del terreno es baja.
2.6.2 Suelo apernado – Muros con anclajes post-tensados
Aunque aparentemente existan grandes similitudes entre los anclajes pasivos y los
anclajes activos o cables convencionales utilizados para refuerzo de taludes naturales
o excavaciones, hay diferencias muy importantes con aplicaciones específicas para
cada caso (Bruce y Jewell, 1986).
La Figura 2.7 esquematiza los mecanismos de transferencia de carga en un muro de
hormigón armado con anclajes activos y un muro de suelo apernado con anclajes
pasivos. Los cables desarrollan esfuerzos en la región anclada y son post-tensados. De
esta forma, reducen posibles deformaciones del muro que cubre el talud. Por otro
lado, los muros de suelo apernado funcionan como estructuras pasivas una vez que se
desarrollan esfuerzos después de desplazarse el muro que cubre el talud.
Por ejemplo, mientras los anclajes activos son fuertemente post-tensados, con cargas
del orden de 200 a 1000 kN, para prevenir desplazamientos del muro, los anclajes
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 2. SUELO APERNADO
14
pasivos tienen como máximo una pequeña post-tensión, del orden de 50 kN, con la
finalidad de garantizar la unión con el muro de hormigón proyectado, principalmente
en taludes verticales, para evitar fallas superficiales y mejorar la estabilidad local del
talud.
Figura 2.7 Mecanismo de transferencia de carga en: (a) muro con anclajes
post-tensados; (b) suelo apernado (Saré, 2007).
Los anclajes pasivos, al contrario de los anclajes activos, no tienen longitud libre,
transfiriendo tensiones a lo largo de toda su longitud. En consecuencia, la distribución
de tensiones en la masa de suelo es distinta.
Muchas veces los muros de hormigón armado con anclajes activos se
sobredimensionan debido a las grandes cargas de punzonamiento que éstos deben
soportar. Sin embargo, como los anclajes pasivos no transmiten grandes cargas de
este tipo, ya que las máximas cargas se transmiten sólo en la zona de falla del suelo,
los muros que cubren el talud no necesitan tener grandes cuantías de material.
La gran mayoría de los muros de hormigón armado anclados activamente presentan
disposición vertical, debido a que las terminaciones inclinadas tienden a generar
problemas de ejecución. Al contrario, los muros de suelo apernado pueden fácilmente
ejecutarse con la inclinación natural del terreno, reduciendo las cantidades de
material proveniente de las excavaciones y entregando ventajas de estabilidad a la
obra.
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 2. SUELO APERNADO
15
2.6.3 Sistemas mixtos
Los sistemas mixtos son estructuras de contención en las que el refuerzo de suelo
combina la técnica de suelo apernado con otros métodos de contención (muros
anclados activamente, muros gravedad, tierra armada, sistemas de arriostramiento,
etc.). La Figura 2.8 muestra algunos ejemplos típicos de sistemas mixtos.
Figura 2.8 Estructuras mixtas: (a) anclajes activos– anclajes pasivos hincados; (b) anclajes
activos – anclajes pasivos hincados (c) anclajes activos – pilas ancladas – anclajes pasivos
inyectados; (d) anclajes activos – anclajes pasivos inyectados (Clouterre, 1991).
En general, el objetivo de una estructura mixta es limitar tanto los desplazamientos
laterales como verticales del macizo reforzado y/o entregar mayor estabilidad a
estructuras muy altas o con problemas debido a la presencia de agua (Lima, 2007).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 3. CAPACIDAD DE ARRANQUE
16
Capítulo 3
CAPACIDAD DE ARRANQUE
3.1 Concepto de capacidad de arranque
Uno de los parámetros más importantes en proyectos de suelo apernado es la
resistencia al corte desarrollada en la interfase suelo-refuerzo (qs). El valor de éste
parámetro está en función de las propiedades del suelo, del refuerzo y de la interfase
suelo-refuerzo (Schlosser y Unterreiner, 1990). Este valor se obtieneexperimentalmente a partir de ensayos de capacidad de arranque (Figura 3.1). Los
factores que pueden influenciar el valor de la capacidad de arranque son las
características del terreno y tipo de tecnología empleada en el proceso de ejecución,
tales como, propiedades del elemento de refuerzo, método de perforación y limpieza
de la perforación, características de la lechada de cemento y de los aditivos (Silva,
2005; Springer, 2006).
Ortigao (1997), señala que el desempeño de un anclaje pasivo en cuanto a su
resistencia al corte desarrollada en la superficie de contacto suelo-refuerzo, puede ser
mejorada considerando los siguientes aspectos:
Limpieza de la perforación: la limpieza puede ser realizada en seco con aire
comprimido, o bien utilizando agua u otro fluido.
Materiales y razón agua/cemento: empleando cementos de alta resistencia, con
una razón agua/cemento apropiada (a/c = 0.5).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 3. CAPACIDAD DE ARRANQUE
17
Aditivos: un importante aditivo es el expansor de la lechada de cemento, que
evita la retracción y, consecutivamente, la disminución de la fricción. Otro
aditivo importante es el acelerador de fragüado o adherencia, permitiendo una
movilización del refuerzo en menos tiempo.
Tubo lateral de inyección: la utilización de un tubo plástico lateral de inyección
debe ser una práctica obligatoria, especialmente para anclajes con longitudes
mayores a 3.0 m, debido a que es esencial garantizar que la lechada cubra toda
la perforación. Es esencial utilizar éste dispositivo en sectores con nivel
freático, es decir, en perforaciones con agua.
Espaciadores y centralizadores: son dispositivos simples que pueden ser
fabricados en la propia obra, distanciados cada 2.0 a 3.0 m a lo largo de la barra
de acero. Garantizan que la barra quede completamente centrada dentro de la
perforación.
Figura 3.1 Esquema del ensayo de capacidad de arranque (DYWIDAG, 2009).
Otro aspecto a considerar en la capacidad de arranque de los anclajes, es la presión de
inyección de la lechada de agua/cemento. Se puede mencionar que en la práctica, con
presiones de inyección entre 10 y 15 bar, se logra alcanzar capacidades de arranque
superiores a 180 kPa en suelos residuales provenientes de la meteorización y
posterior descomposición de la roca granítica intrusiva. Mayores detalles respecto al
tema pueden encontrarse en Yin et al . (2009), quien realizó un estudio de la influencia
de la presión de inyección sobre la capacidad de arranque de anclajes pasivos.
El valor de la fricción durante el ensayo de capacidad de arranque está definido por:
(3.1)
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Capítulo 3. CAPACIDAD DE ARRANQUE
18
donde, qs es la resistencia al corte promedio desarrollada en la interfase suelo-
refuerzo, T` max es la carga de tracción máxima (carga de falla del elemento de refuerzo
por corte con el suelo), Ds es el diámetro del bulbo y Ls es la longitud inyectada del
elemento de refuerzo.
Los ensayos de capacidad de arranque pueden ser realizados antes (ensayos
preliminares) y durante la obra (ensayos de conformidad e inspección) y el proyecto
se ajusta a medida que se observan los resultados de los ensayos.
3.2 Movilización de la capacidad de fricción
La movilización de la resistencia al corte lo largo de los anclajes pasivos ocurre para
pequeños desplazamiento del anclajes con respecto al suelo, del orden de pocos
milímetros. Esta puede ser representada por una ley bi-lineal de acuerdo a Frank y
Zhao (1982), indicada en la Figura 3.2, donde se observa la comparación entre las
curvas teórica y experimental de los resultados obtenidos de ensayos de capacidad de
arranque sobre anclajes pasivos en arena Fountaineblue. A partir de la proposición de
Frank y Zhao (1982), los resultados de los ensayos de la capacidad de arranque
pueden ser modelados por medio de dos parámetros: la rigidez del perno (k ) y la
capacidad de fricción suelo-perno (qs).
Figura 3.2 Modelación de la curva experimental de los resultados de
ensayos de arranque a través de la Ley de Frank y Zhao (Clouterre, 1991).
donde, T 0 es la carga de tracción en la cabeza del anclaje e y 0 es el desplazamiento de
la cabeza del anclaje durante el ensayo de capacidad de arranque.
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 3. CAPACIDAD DE ARRANQUE
19
3.3 Ensayo de capacidad de arranque
Los ensayos de capacidad de arranque son realizados para determinar la resistencia al
corte que se desarrolla en la interfase suelo-refuerzo durante la obra para confirmar
los valores del proyecto. La Figura 3.3 muestra algunos detalles de montaje
necesarios. La barra de acero empleada debe ser sobredimensionada para que
durante el ensayo se induzca preferencialmente una falla por contacto suelo-lechada
de cemento (Ortigao y Sayao, 1999).
Figura 3.3 Detalles de montaje del ensayo de capacidad de arranque (Porterfield et al ., 1994).
La carga máxima de ensayo (T` max ) se obtiene mediante la siguiente expresión:
(3.2)
donde, f y es la tensión de fluencia del acero y Ab es la sección transversal útil de la
barra de acero. Esta carga no debe ser sobrepasada para evitar un accidente debido a
la posible rotura repentina de la barra de acero.
Las cargas deben ser aplicadas en pequeños intervalos que no excedan el 20% de la
carga máxima esperada, aguardando por lo menos 30 minutos para la estabilización
de las deformaciones. Durante este tiempo, la carga se mantiene constante y los
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 3. CAPACIDAD DE ARRANQUE
20
desplazamientos son medidos en intervalos de 0, 1, 2, 4, 8 y 15 minutos. A lo menos se
debe ejecutar un ciclo de carga-descarga.
La medición de la carga de tracción aplicada debe ser obtenida por una celda de carga
con una tolerancia entre 0,5 y 1 %, como la mayoría de los diales de deformación. Se
debe evitar utilizar gatos hidráulicos en mal estado, debido a que los errores
frecuentemente son importantes (Ortigao, 1997).
Más detalles sobre los procedimientos de ensayos son presentados por Falconi y
Alonso (1997), Clouterre (1991), Byrne et al . (1998), Ortigao y Sayao (1999), Silva
(2005) y Springer (2006).
3.4 Resultados y estimaciones
Generalmente, los valores de la capacidad de arranque utilizados en el análisis de
proyectos de suelo apernado son fijados tomando en cuenta el material de sondaje,
principalmente descripción visual-táctil y valores del ensayo de penetración estándar
(N(SPT)), y resultados de ensayos de capacidad de arranque en materiales semejantes,
realizados en obras anteriores con similitud de propiedades del proyecto. Este
procedimiento debe ser respaldado en la práctica usual, con ensayos de capacidad de
arranque en terreno, verificando la sensibilidad del coeficiente de seguridad del valorde la capacidad de arranque. Se debe revisar la variabilidad de este parámetro en
función del tipo de suelo y la metodología de ejecución del proyecto.
3.4.1 Correlaciones empíricas
Bustamante y Doix (1985) presentaron resultados de la capacidad de arranque para
arenas (Figura 3.4) y arcillas (Figura 3.5) en función de la presión límite ( p1) obtenida
de ensayos con el presiómetro de Ménard. También propusieron una correlación
entre los valores de p1 y el número de golpes del ensayo de penetración estándar
(N(SPT)) para cada obra analizada.
Los valores obtenidos por Bustamante y Doix (1985) incluyen ensayos de arranque
realizados en elementos de refuerzo con inyección repetitiva y selectiva (IRS) y con
inyección global y única (IGU) mediante un tubo de inyección con válvula principal. La
dispersión de los resultados es grande, así como la correlación entre p1 y N(SPT)
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 3. CAPACIDAD DE ARRANQUE
21
presenta valores de N(SPT) muy elevados, ciertamente por procedimientos distintos
de ensayo en los distintos países donde fueron obtenidos los datos. Por estas razones,
tales correlaciones sólo deben ser vistas como una primera aproximación, siendo
esencial la experiencia local (Ortigao y Sayao, 1999).
Figura 3.4 Correlaciones empíricas para qs en arenas (Bustamante y Doix, 1985).
Figura 3.5 Correlaciones empíricas para qs en arcillas y limos (Bustamante y Doix, 1985).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 3. CAPACIDAD DE ARRANQUE
22
El Proyecto Clouterre (1991) presenta correlaciones de la capacidad de arranque (qs)
con la presión límite del presiómetro de Ménard ( p1) para diferentes tipos de suelos
(Figuras 3.6 hasta 3.10).
Figura 3.6 Correlación entre qs y p1 para arena (Clouterre, 1991).
Figura 3.7 Correlación entre qs y p1 para arcilla (Clouterre, 1991).
Figura 3.8 Correlación entre qs y p1 para grava (Clouterre, 1991).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 3. CAPACIDAD DE ARRANQUE
23
Figura 3.9 Correlación entre qs y p1 para marga (Clouterre, 1991).
Figura 3.10 Correlación entre qs y p1 para roca descompuesta (Clouterre, 1991).
Como estimación preliminar de la capacidad de arranque para aplicar en proyectos de
suelo apernado, Ortigao (1997) sugiere la siguiente expresión:
(3.3)
donde, N(SPT) corresponde al número de golpes del ensayo de penetración estándar.
Ortigao y Sayao (1999) analizaron los ensayos publicados por Ortigao (1997) y
propusieron la correlación presentada en la Figura 3.11.
Silva (2005) estableció una correlación para la capacidad de arranque en función de
los parámetros de resistencia de la interacción suelo-lechada de cemento, admitiendo
que el mecanismo de transferencia de carga en la interacción suelo-refuerzo se
desarrolla por deslizamiento de la lechada de cemento en contacto con el suelo. De
esta forma, consideró que la capacidad de arranque obtenida de los ensayos en
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 3. CAPACIDAD DE ARRANQUE
24
terreno fue igual a la resistencia de corte en la interfase suelo-refuerzo, definida en
laboratorio por ensayos de corte directo en la interfase suelo-lechada de cemento.
(3.4)
donde, max es la resistencia al corte máxima en la superficie de contacto suelo-lechada
de cemento, λ1 es un factor de carga, n es la tensión normal aplicada sobre el
elemento de refuerzo, c’ a es la adherencia en la interfase y ’ es el ángulo de fricción en
la interfase suelo-refuerzo.
Figura 3.11 Correlación empírica entre qs y N(SPT) (Ortigao y Sayao, 1999).
En la ecuación (3.4) se introduce un factor de carga ( λ1) que envuelve un conjunto de
condicionantes de la interacción suelo-refuerzo, tales como:
Factor de escala.
Interacción física entre la lechada de cemento y el suelo.
Succión de los suelos no saturados.
Efecto tridimensional del elemento de refuerzo.
Condicionantes del proyecto (espaciamiento entre anclajes).
Efectos de re-inyección de los anclajes estudiados.
La determinación del factor de carga por medio de análisis matemáticos puede ser
mucho más compleja o imposible. Por lo tanto, una alternativa seria la determinación
experimental a través de un mayor número de ensayos que consideren los efectos de
interacción. El factor de carga determinado de esta forma consideraría todos estos
efectos de interacción para la determinación de la capacidad de arranque, basándose
en ensayos de corte directo y capacidad de arranque en laboratorio (Silva, 2005). Para
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 3. CAPACIDAD DE ARRANQUE
25
suelos residuales, el factor de carga adimensional está en un rango de 1.8 a 2.05 (Silva,
2005).
Springer (2006) presentó una correlación empírica para capacidad de arranque en
función de N(SPT) a partir de una serie de ensayos de arranque en suelos residuales
ígneos (Figura 3.12), llegando a la siguiente expresión:
(3.5)
donde, N(SPT) corresponde al número de golpes del ensayo de penetración estándar .
Figura 3.12 Correlación empírica entre qs y N(SPT)
para un suelo residual ígneo (Springer, 2006).
Como se puede observar, algunas correlaciones presentadas en la literatura fueron
obtenidas de valores con mucha dispersión. Por lo tanto, existe una necesidad de
realizar un mayor número de ensayos para poder obtener valores representativos de
la estimación preliminar de la capacidad de arranque en un determinado proyecto de
suelo apernado.
La Tabla 3.1 presenta la comparación de los valores de la capacidad de arranque para
un suelo con número de golpes del ensayo de penetración estándar, N(SPT) = 10,
calculados a partir de las de estas correlaciones.
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Capítulo 3. CAPACIDAD DE ARRANQUE
26
Tabla 3.1 Correlaciones empíricas de capacidad de arranque para anclajes pasivos inyectados
(adaptado de Lima, 2007).
Referencia Correlación Valor de q s para
N(SPT) = 10
Tipo de
inyección
Bustamante y Doix,
1985
Figura 3.4 (arena) 0.04 MPa
0.09 MPa
IRS
IGU
Bustamante y Doix,
1985
Figura 3.5 (arcilla y limo) 0.12 MPa
0.06 MPa
IRS
IGU
Clouterre, 1991 Figura 3.6 (arena) 0.05 MPa Por gravedad
Clouterre, 1991 Figura 3.7 (arcilla y limo) 0.05 MPa Por gravedad
Clouterre, 1991 Figura 3.8 (grava) 0,12 MPa
0,07 MPa
Baja presión
Por gravedad
Clouterre, 1991 Figura 3.9 (marga) 0,05 MPa Por gravedad
Clouterre, 1991 Figura 3.10 (roca descompuesta) 0,10 MPa Por gravedad
Ortigao, 1997 125 kPa ( 0.13 MPa) Desconocido
Ortigao y Sayao,
1999
205 kPa ( 0.21 MPa) Desconocido
Springer, 2006 89 kPa ( 0.09 MPa) Desconocido
Los valores de capacidad de arranque obtenidos de las Figuras 3.6 hasta la 3.10,
fueron correlacionados para una presión límite, p1 = 0.5 MPa, que según Lima (2007)
es equivalente a un valor del ensayo de penetración estándar, N(SPT) = 10.
Para las correlaciones propuestas en Ortigao (1997), Ortigao y Sayao (1999) y
Springer (2006), no se tiene información acerca del tipo de sistema utilizado para
ejecutar la inyección de los anclajes.
Es recomendable que el valor obtenido del ensayo de penetración estándar (N(SPT))
utilizado en las correlaciones anteriores, debe considerar, entre otras
compensaciones, el nivel de confinamiento y energía utilizada durante el ensayo
((N1)60).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
27
Capítulo 4
ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS
DE SUELO APERNADO
4.1 Transferencia de carga
El seguimiento de varios muros de suelo apernado instrumentados a escala real
durante el Proyecto Clouterre (1991) y la buena interpretación de los resultadosobtenidos, permitió entender de mejor forma los principios que gobiernan el
comportamiento de estas estructuras. Es reconocido que antes del Proyecto Clouterre
(1991) el nivel de entendimiento era bastante limitado en esta área debido al gran
número de parámetros que debían ser considerados (geometría del muro; longitud,
diámetro e inclinación de los anclajes; propiedades del suelo; etc.).
Para obtener un mejor entendimiento de cómo trabajaba el suelo apernado, los
análisis se realizaron con respecto a la tierra armada, destacando las diferencias y
similitudes. Las dos técnicas son significativamente distintas respecto a los esfuerzos
que desarrollan los elementos de refuerzo (Clouterre, 1991). En el caso de muros desuelo apernado, la descompresión horizontal de la masa de suelo durante las
sucesivas etapas de excavación resulta principalmente en cargas de tracción sobre los
anclajes pasivos. La solicitación en una fila de anclajes se inicia sólo cuando se
comienza con el nivel inferior de excavación. Un ejemplo claro de lo anterior es lo
observado en el anclaje Nº 3 de la Figura 4.1, donde se puede ver que la solicitación en
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
28
el anclaje, que es casi nula en la fase de excavación 3, aumenta progresivamente con
las fases de excavación 4, 5, 6 y 7.
Figura 4.1 Carga progresiva de un anclaje pasivo durante las
sucesivas etapas de excavación (Clouterre, 1991).
Adicionalmente, el aumento de la carga de tracción del anclaje Nº 3, debido a la etapa
de excavación j ( j = 4, 5, 6 y 7), es menor a medida que j aumenta, más precisamente latracción en un anclaje i depende principalmente de las tres siguientes etapas de
excavación, i+1, i+2 e i+3 (Clouterre, 1991). El resultado es que las filas inferiores de
anclajes son las menos sometidas a cargas de tracción durante la construcción del
sistema. Sin embargo, al término de la construcción, ocurre una tracción progresiva en
aumento de los anclajes debido a las deformaciones a largo plazo de la masa de suelo.
4.2 Estados límite
4.2.1 Estado de resistencia
Este estado corresponde a los modos de falla o colapso, en los que las cargas aplicadas
inducen tensiones mayores a las que resisten el sistema completo o las componentes
individuales de éste; por lo tanto, la estructura se vuelve inestable. Este estado se
alcanza cuando son desarrolladas una o más superficies potenciales de falla. El diseño
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
29
de muros de suelo apernado debe asegurar que el sistema sea seguro contra todas las
potenciales condiciones de falla, conocidas como modos de falla externa, modos de
falla interna y modos de falla del revestimiento.
4.2.1 Estado de servicio
Este estado corresponde a las condiciones que no envuelven el colapso; sin embargo,
alteran la operación segura y normal de la estructura. El estado límite de servicio más
conocido se asocia con las deformaciones excesivas del muro de suelo apernado, que
es tratado más adelante. Otros estados límite de servicio, que no son estudiados en el
presente proyecto, incluyen los asentamientos totales o diferenciales del terreno,agrietamiento del revestimiento y fatigas de material causadas por cargas cíclicas.
4.3 Modos de falla externa
Los modos de falla externa corresponden al desarrollo de superficies potenciales de
falla que pasan por medio o detrás de los elementos de refuerzo, es decir, superficies
de falla que pueden o no interceptar a los anclajes. La masa de suelo generalmente se
trata como un bloque. El cálculo de estabilidad, para establecer el equilibrio delbloque, considera las fuerzas resistentes del suelo que actúan a lo largo de la
superficie potencial de falla. Si la superficie de falla intercepta uno o más elementos de
refuerzo, los anclajes interceptados contribuyen a la estabilidad del bloque
proporcionando una fuerza externa estabilizadora que puede ser sumada a la
capacidad del suelo.
(a) (b) (c)
Figura 4.2 Modos de falla externa: (a) falla global; (b) falla por deslizamiento; (c) falla por
capacidad de soporte del suelo o levantamiento basal (Lazarte et al ., 2003).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
30
Con respecto a la Figura 4.2, en el presente trabajo se estudian los tres modos de falla
externa que en ésta aparecen, de la siguiente manera:
La Figura 4.2a corresponde al mecanismo de falla global del sistema, donde
uno o más elementos de refuerzo pueden atravesar la superficie de falla
generada por el empuje activo del suelo detrás de ésta. Los elementos de
refuerzo trabajan en conjunto con la resistencia al corte del suelo.
La Figura 4.2b corresponde a la falla por deslizamiento que puede presentar un
muro gravedad equivalente con base menor o igual a la a la altura total del
sistema. En éste caso sólo se considera la capacidad friccional del suelo en la
base del muro gravedad equivalente. No trabajan los elementos de refuerzo.
La Figura 4.3c corresponde a la falla por capacidad de soporte que puedepresentar el suelo debajo del muro gravedad equivalente. Al igual que en el
caso anterior, no se considera aporte de los elementos de refuerzo.
4.3.1 Estabilidad global
En el presente trabajo, para el análisis de estabilidad global de muros de suelo
apernado se utiliza el método propuesto por Stocker et al . (1979), el cual se basa en el
análisis por equilibrio límite, suponiendo una superficie de falla bi-lineal (ver Figura
4.3). Este método de diseño ha sido desarrollado a través de la experiencia en ensayosde laboratorio realizados sobre modelos a escala reducida. También ha sido
comparado con ensayos realizados sobre estructuras a escala real (Gässler y Gudehus,
1981).
Se trabaja bajo el supuesto que la resistencia al corte del suelo (definida por el criterio
de falla de Mohr -Coulomb) se moviliza completamente a lo largo de la superficie de
falla. El factor de seguridad global del sistema se define por la suma de las fuerzas
resistentes (resistencia al corte del suelo a lo largo de la superficie de falla y fuerzas
de tracción en los anclajes pasivos ubicados detrás de la superficie de falla supuesta),
dividida entre las fuerzas solicitantes o desestabilizadoras (peso propio de la masa desuelo reforzada y sobrecargas, obtenidas considerando el polígono de fuerzas que
actúa en la cuña de suelo reforzado).
Se consideran sólo fuerzas de tracción y arranque en los elementos de refuerzo. La
capacidad de falla en todos los elementos de refuerzo es igual a la menor entre
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
31
tracción (capacidad estructural) y arranque (capacidad geotécnica). Se ignora la
capacidad de flexión que poseen los elementos de refuerzo.
Figura 4.3 Método de bloques deslizantes. Superficie
de falla bi-lineal (Stocker et al ., 1979).
La estabilidad se verifica hasta alcanzar un factor de seguridad mínimo, realizando
iteraciones de la inclinación 1 de la superficie de falla crítica. Estudios experimentales
han demostrado que el factor de seguridad mínimo se obtiene para un valor del
ángulo 2 = /4 + /2, donde es el ángulo de fricción interna del suelo.
El cálculo se realiza considerando el equilibrio de dos bloques deslizantes separados
uno del otro por una línea vertical recta. El suelo se asume homogéneo. Si el perfil de
suelo fuese estratificado, variando sus propiedades mecánicas, se recomienda que se
utilice sólo un valor ponderado de éstas.
Con respecto a la Figura 4.3, para el caso de análisis de estabilidad global estático del
sistema, las fuerzas consideradas son las siguientes:
Peso propio
(4.1)
donde, es el peso unitario del suelo y Ac es la sección de cada cuña de falla.
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
32
Sobrecarga
(4.2)
donde, q es la sobrecarga que existe a nivel de terreno y Lh es la distancia horizontal
entre los puntos E y D, o bien D y C, según la cuña de falla.
Empuje activo de la cuña de falla 2 sobre la cuña de falla 1
(4.3)
donde, es el peso unitario del suelo, Lv es la distancia vertical entre los puntos B y D,
y K a es el coeficiente de empuje activo.
Fuerza de resistencia al corte en la superficie de falla
(4.4)
donde, c es la cohesión del suelo, Ld es la distancia diagonal entre los puntos A y B, o
bien B y C, según la cuña de falla, N es la fuerza normal dada por la ecuación (4.5) y
es el ángulo de fricción interna del suelo.
Fuerza normal a las superficie de falla
(4.5)
donde, W es el peso propio de la cuña de falla dado por la ecuación (4.1), Q es la
sobrecarga a nivel de terreno dada por la ecuación (4.2), es el ángulo de inclinación
de la cuña de falla y es el ángulo de fricción interna del suelo.
Fuerzas de tracción sobre los elementos de refuerzo
(4.6)
donde, T pi es la tracción aportada por cada anclaje pasivo i que cruza la superficie de
falla bi-lineal.
La Figura 4.4 muestra el sistema de fuerzas que actúan sobre cada cuña de falla en el
caso estático y sus correspondientes polígonos de fuerzas.
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
33
Figura 4.4 Método de bloques deslizantes. Fuerzas actuantes bajo cargas estáticas.
El factor de seguridad global del sistema para el caso estático está dado por:
(4.7)
donde, las fuerzas resistentes son la resistencia al corte de desarrollada en las
superficies de falla, la fuerza normal a cada superficie de falla y la fuerza de tracción
desarrollada en los elementos de refuerzo. Mientras que las fuerzas solicitantes son el
peso propio de las cuñas de falla, la sobrecarga a nivel de terreno y el empuje activo de
la cuña de falla detrás del bloque de suelo reforzado.
4.3.2 DeslizamientoPara el análisis de estabilidad contra el deslizamiento se considera la capacidad que
posee el muro de suelo apernado para resistir deslizamiento a lo largo de la base del
sistema reforzado en repuesta a la presión lateral detrás del bloque rígido. La falla por
deslizamiento puede ocurrir cuando el empuje lateral del terreno detrás del bloque
rígido excede la capacidad contra el deslizamiento a lo largo de la base de éste.
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
34
Se utiliza el mismo concepto que se estudia para la estabilidad al deslizamiento de
muros gravitacionales bajo la teoría de empuje de Rankine o Coulomb. El muro de
suelo apernado se modela como un bloque rígido contra el cual se aplica una fuerza de
empuje lateral detrás de él. La base del bloque rígido es igual a la longitud horizontal
que alcanzan los elementos de refuerzo.
La Figura 4.5 muestra el sistema de fuerzas que actúan sobre el muro gravedad
equivalente.
Figura 4.5 Muro gravedad equivalente.
El factor de seguridad contra el deslizamiento está dado por:
(4.8)
donde, W m es el peso del muro gravedad equivalente, Qm es la sobrecarga en el muro
gravedad equivalente y E a es el empuje activo detrás del muro gravedad equivalente,
dado por:
(4.9)
Para la teoría de empuje de Coulomb, la expresión (4.9) sólo se aplica para el caso de
cohesión nula, de lo contrario se debe considerar la formulación propuesta por Craig
(1974), donde se evalúan tanto los casos drenado como no drenado.
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
35
4.3.3 Capacidad de soporte del suelo
Aunque no siempre se verifica, la capacidad de soporte puede ser importante cuando
el muro de suelo apernado se construye sobre suelos blandos de grano fino. Debido a
que el sistema no se extiende por debajo del fondo de la excavación, como los perfiles
metálicos empotrados en el suelo para muros berlinés, la carga desbalanceada sobre
el suelo, producto de la excavación, puede causar que el fondo de ésta se levante,
causando una falla por capacidad de soporte del suelo de fundación.
El factor de seguridad contra la capacidad de soporte del suelo está dado por:
(4.10)
donde, c es la cohesión del suelo, N c es el factor de capacidad de soporte, b es el ancho
del muro gravitacional equivalente (Figura 4.5) y H e es la altura equivalente del muro
de suelo apernado, dada por:
(4.11)
4.3.4 Consideraciones sísmicas
La evaluación del efecto sísmico en la estabilidad de muros de suelo apernado es de
principal importancia en zonas con alta actividad sísmica. Los muros de suelo
apernado tienen un desempeño bastante aceptable durante fuertes movimientos del
terreno, al contrario del pobre desempeño de muros gravitacionales convencionales.
A continuación se exponen algunos tópicos de análisis necesarios para estudiar el
efecto sísmico en la estabilidad externa de muros de suelo apernado.
Para el caso de análisis de estabilidad global dinámico del sistema, además de las
fuerzas consideradas en el caso estático, se toma en cuenta el efecto de una fuerza
horizontal dinámica utilizando el método de análisis pseudo-estático, donde la accióndinámica es representada por la fuerza horizontal estática dada por:
(5.12)
donde, W es el peso de la cuña de falla y k h es una fracción de la aceleración horizontal
producto del movimiento sísmico.
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
36
La Figura 4.6 muestra el sistema de fuerzas que actúan sobre cada cuña de falla en el
caso dinámico y sus correspondientes polígonos de fuerzas.
Figura 4.6 Método de bloques deslizantes. Fuerzas actuantes bajo cargas sísmicas.
El factor de seguridad global del sistema para el caso dinámico está dado por:
(4.13)
donde, las fuerzas resistentes son las mismas del caso estático puro (caso drenado).
Sin embargo, dado que un sismo actúa en un tiempo muy breve, en el caso de haber
presencia de napa freática, las fuerzas resistentes pueden cambiar a no drenadas. A
las fuerzas solicitantes se les suma la acción dinámica producto del movimiento
sísmico.
Cuando se analiza explícitamente la estabilidad contra el deslizamiento de muros desuelo apernado bajo cargas sísmicas, debe ser considerado el empuje activo total
durante un evento sísmico debido a la presión del terreno detrás del muro gravedad
equivalente. Esta fuerza es una combinación de la presión lateral estática y dinámica
inducidas por fuerzas inerciales.
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37
4.4 Modos de falla interna
Los modos de falla interna corresponden a la falla en el mecanismo de transferencia
de carga entre el suelo, la lechada de cemento y la barra de acero. La capacidad de
arranque entre la lechada de cemento y el suelo alrededor de ésta se desarrolla a
medida que el sistema se deforma durante las etapas de excavación. La capacidad de
arranque se desarrolla progresivamente a lo largo de todo el elemento de refuerzo
con cierta distribución que es afectada por numerosos factores. Así como se moviliza
la capacidad de arranque, se desarrollan las cargas de tracción en los elementos de
refuerzo. Dependiendo de la capacidad de tracción y longitud de las barras de acero, y
capacidad de arranque, la distribución de tensiones de arranque varia, y pueden ser
desatados diferentes modos de falla interna. La Figura 4.7 muestra los distintos
modos de falla interna de los anclajes pasivos.
Figura 4.7 Modos de falla interna: (a) falla por arranque suelo-grout;(b) falla por arranque barra-grout; (c) falla por tracción del anclaje;
(d) falla por flexión y/o corte del anclaje (Lazarte et al ., 2003).
A continuación se presenta una discusión de los dos modos de falla interna más
comunes. Además, se describe la relación entre la capacidad de arranque y la
distribución de la carga de tracción en el elemento de refuerzo.
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38
4.4.1 Falla por capacidad de arranque
La falla por capacidad de arranque es el principal modo de falla interna en muros de
suelo apernado (Figura 4.7a). Este modo de falla puede ocurrir cuando la capacidad de
arranque por longitud unitaria es inadecuada y/o cuando la longitud del elemento de
refuerzo es insuficiente. En general, el arranque movilizado por longitud unitaria,
también llamado índice de trasferencia de carga, puede ser expresado como:
(4.14)
donde, qs es la capacidad de fricción promedio movilizada alrededor del perímetro de
la interfase anclaje-suelo y Dd es el diámetro de la perforación.
Considerando el anclaje pasivo de la Figura 4.8, sujeto a una carga de tracción ( T 0) en
un extremo, y aplicando equilibrio de fuerzas a lo largo de una longitud diferencial, la
carga de tracción puede ser relacionada con la resistencia al corte de la interfase
suelo-refuerzo como:
(4.15)
La ecuación (4.15) representa el mecanismo de transferencia de carga entre las
tensiones en la interfase suelo-refuerzo y las cargas de tracción en la barra de acero.
La carga de tracción en una distancia x a lo largo del anclaje pasivo es:
(4.16)
La carga sobre un anclaje pasivo al final de su longitud de arranque está dada por:
(4.17)
donde, Ls es la longitud de bulbo del anclaje. La capacidad de arranque se moviliza
cuando se alcanza la fricción última (qult ), y se expresa como:
(4.18)
donde,
(4.19)
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
39
Como se discutió anteriormente en el Capítulo 3, la capacidad de fricción depende de
varios factores, incluyendo los parámetros geotécnicos y método de instalación del
elemento de refuerzo.
Figura 4.8 Transferencia de carga a lo largo
de un perno de suelo (Lazarte et al ., 2003).
Para tomar en cuenta las incertidumbres con respecto a la capacidad de fricción e
interacción suelo-lechada de cemento, para el diseño de muros de suelo apernado se
considera el siguiente valore admisible de la capacidad de arranque:
(4.20)
donde, FS p es el factor de seguridad contra la falla por capacidad de arranque del
anclaje. Valores a considerar de FS p en el análisis y diseño de muros de suelo apernado
son dados más adelante.
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
40
4.4.2 Falla por capacidad de tracción
Para alcanzar un diseño balanceado considerando todos los modos de falla interna, la
resistencia del suelo y la capacidad de tracción del anclaje pasivo deben ser
completamente movilizadas al mismo tiempo. En otras palabras, cuando FS G = 1.0
(movilización completa del suelo), el factor de seguridad para la capacidad de
tracción, FS T = 1.0 (movilización completa de la tracción del anclaje pasivo). Para éstas
condiciones, la carga de tracción del anclaje es la carga máxima de diseño ( T max-s). Con
lo anterior se intuye que cuando las cargas permanecen constantes, la carga de diseño
máxima (T max-s) aumenta a medida que FS G > 1.0. Esto debido a que cuando FS G > 1.0,
la resistencia del suelo no es completamente movilizada y son las cargas de tracción
las que deben compensarse para alcanzar el equilibrio del sistema. Por lo tanto, esmás conservador calcular la carga de diseño máxima (T max-s) directamente del análisis
de estabilidad global con FS G > 1.0.
La falla por capacidad de tracción del acero de un anclaje pasivo toma lugar cuando la
fuerza longitudinal a lo largo de éste (T max-s) es mayor que la capacidad de tracción del
mismo, definida por:
(4.21)
donde, As es el área seccional de la barra de acero y f y es la carga de fluencia del perno.
Para tomar en consideración las incertidumbres relacionadas a la capacidad del
material y cargas aplicadas, se utiliza un valor admisible de capacidad de tracción
dado por:
(4.22)
donde, FS T es el factor de seguridad contra la falla por capacidad de tracción del
anclaje. Valores a considerar de FS T en el análisis y diseño de muros de suelo apernado
son dados más adelante.
4.5 Modos de falla en la conexión anclaje-muro
Los modos de falla más comunes en la conexión anclaje-muro son la falla por flexión
debido al excesivo momento flector, superior a la capacidad de momento del
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
41
revestimiento y la falla por corte (punzonamiento) que ocurre alrededor del anclaje.
Ambos tipos de fallas deben ser evaluados para los casos de muros de suelo apernado
temporales y permanentes.
(a) (b)
Figura 4.9 Modos de falla en la conexión anclaje-muro: (a) falla por flexión del revestimiento;
(b) falla por corte o punzonamiento del revestimiento (Lazarte et al ., 2003).
Para cada uno de estos modos de falla, la conexión anclaje-muro y el revestimiento
deben ser diseñados proporcionando mayor capacidad que la máxima carga de
tracción del anclaje pasivo en el muro (T 0). Deben proporcionarse dimensiones,
resistencias y refuerzo apropiados del revestimiento para alcanzar capacidades de
diseño con factores de seguridad para todos los potenciales modos de falla.
El Proyecto Clouterre (1991) recomienda adoptar valores de servicio de la carga de
tracción en la cabeza del anclaje como:
60% de la carga de servicio máxima del perno para espaciamientos verticales
mayores o igual a 1.0 m.
100% de la carga de servicio máxima del perno para espaciamientos verticales
mayores o igual a 3.0 m.
Una interpolación lineal para espaciamientos intermedios.
Esta recomendación es formalmente expresada como:
(4.23)
donde, T 0 es la carga de tracción en la cabeza del anclaje utilizada para el diseño (kN),
T max-s es la carga de tracción máxima de diseño del anclaje obtenida del análisis de
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
42
estabilidad global con algún software de diseño, en este caso GGU-Stability , y S max es el
máximo espaciamiento horizontal o vertical del anclaje.
4.5.1 Falla por flexión
El revestimiento de muros de suelo apernado puede ser considerado como una losa de
hormigón armado continua donde la presión lateral del terreno actúa sobre el
revestimiento y los soportes son las cargas de tracción en los anclajes (ver Figuras
4.10a y b). Las cargas de la presión lateral del terreno y la reacción de los anclajes
inducen momentos flectores en la sección del revestimiento. La presión del terreno
hacia fuera genera un momento flector negativo de la sección, mientras que la cargade tracción en el anclaje genera un momento flector positivo de la sección (ver Figura
4.10b). Si estos momentos flectores son muy grandes, puede ocurrir falla por flexión
del muro de hormigón proyectado.
Figura 4.10 Falla por flexión progresiva en revestimientos de muros de suelo apernado:
(a) patrón de fluencia idealizado; (b) perfil de deformación última (Lazarte et al ., 2003).
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
43
Como en otras estructuras de hormigón armado, la falla por flexión se desarrolla
progresivamente. Después de la fluencia de la sección de revestimiento, a medida que
aumenta la presión lateral del terreno, comienza a desarrollarse un agrietamiento
progresivo de ambos lados del revestimiento. Además, crecen las deformaciones y
fracturas. Las fracturas individuales indican donde se alcanza la falla por flexión.
Eventualmente, se alcanza un estado último de la estructura cuando todas las
conexiones fracturadas actúan como rotulas, desatando un mecanismo de fluencia
crítico. Los patrones de fluencia dependen de varios factores, incluyendo la presión
lateral del terreno, espaciamiento vertical y horizontal de anclajes, tamaño de la placa
de carga, espesor del revestimiento, disposición del refuerzo y resistencia del
hormigón, y se asocia con la máxima presión del terreno.
En teoría, la presión lateral del suelo que causa la falla del revestimiento, es decir, el
patrón de fluencia crítico, puede ser aplicada sobre un área de fluencia alrededor de la
cabeza del anclaje, y se obtiene una carga de tracción éste (reacción). Esta carga se
designa como la capacidad de flexión del revestimiento ( R ff ), y se relaciona a la
capacidad de flexión por longitud unitaria del revestimiento. La capacidad de flexión
por longitud unitaria del revestimiento es el momento resistente máximo por longitud
unitaria que se puede movilizar en la sección de revestimiento. Basándose en la teoría
conceptual de líneas de fluencia, la capacidad de flexión del revestimiento puede ser
estimada como el mínimo de:
(4.24a)
(4.24b)
donde, C F es un factor que considera la no uniformidad de la distribución de presión
del terreno detrás del revestimiento, h es el espesor del revestimiento, avn es el área
seccional de refuerzo por unidad de ancho en dirección vertical en la cabeza del
anclaje, avm es el área seccional de refuerzo por unidad de ancho en dirección vertical
en el centro de la luz, ahn es el área seccional de refuerzo por unidad de ancho endirección horizontal en la cabeza del anclaje, ahm es el área seccional de refuerzo por
unidad de ancho en dirección horizontal en el centro de la luz, S H es el espaciamiento
horizontal entre anclajes, S V es el espaciamiento vertical entre anclajes y f y es la
tensión de fluencia del refuerzo.
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44
Figura 4.11 Geometría utilizada en los modos de falla por flexión
y corte del revestimiento (Lazarte et al ., 2003).
La distribución de presión del suelo detrás del revestimiento no es uniforme. El factor
C F toma en cuenta la no uniformidad de la presión del suelo detrás del revestimiento y
representa nominalmente el índice de presión del suelo detrás del anclaje en el centro
de la luz entre anclajes. La presión del terreno es afectada por las condiciones del
suelo y la rigidez del revestimiento. En el centro de la luz entre anclajes, los
desplazamientos del muro ocurren hacia fuera y la presión lateral es relativamente
baja. Alrededor de la cabeza de los anclajes, la presión del suelo es mayor que la
presión en el centro de la luz entre anclajes. La Figura 4.12 muestra sistemáticamente
la distribución de presión en la vecindad del anclaje pasivo.
La distribución de presión en el revestimiento también depende de la rigidez del
revestimiento. Cuando el espesor del revestimiento es delgado, como en muros de
suelo apernado temporales, la rigidez de este es relativamente baja, causando que el
revestimiento se deforme en la sección del centro de la luz entre anclajes. Como
resultado, la presión del suelo tiende a ser relativamente baja en dicha sección.
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
45
Figura 4.12 Distribución de presión lateral del suelo
detrás del muro (Byrne et al . 1998).
Cuando el espesor del revestimiento es grueso, como en muros de suelo apernado
permanentes, la rigidez de este aumenta, y las deformaciones del muro son menores
que para espesores de revestimiento delgados. Como resultado, la presión del suelo
tiende a ser más uniforme. En la Tabla 4.1 son dados los factores C F para espesores de
revestimiento típicos. Para todos los revestimientos permanentes y revestimientos
temporales mayores a 200 mm, la presión del suelo se asume como relativamenteuniforme.
Tabla 4.1 Factores C F en las ecuaciones 4.24a y b.
Tipo de MSA Espesor nominal derevestimiento, h (mm)
Factor,C F
Temporal 100 2.0
Temporal 150 1.5
Temporal 200 1.0
Permanente todos 1.0
En las ecuaciones 4.24a y b, se asume que los momentos máximos en el revestimiento
son alrededor de un eje horizontal y el diseño del refuerzo en dirección vertical es
más crítico que el diseño de refuerzo en dirección horizontal. En la práctica, el área
seccional de refuerzo en dirección horizontal es la misma que para la dirección
vertical, es decir, ahm = avn y ahm = avm; por lo tanto, el caso más crítico es el que de el
mínimo valor de S H /S V y S V /S H .
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
46
Dadas la carga de tracción en la cabeza del anclaje (T 0) y la capacidad de flexión del
revestimiento, el factor de seguridad contra la falla por flexión está definido por:
(4.25)
Valores a considerar de FS FF en el análisis y diseño de muros de suelo apernado son
dados más adelante.
Como en otras estructuras de hormigón armado, la cantidad de armadura puesta en el
revestimiento de muros de suelo apernado generalmente está dentro de límites
prescritos. Las cuantías de refuerzo mínimas y máximas, típicamente recomendadas
para el centro de la luz entre anclajes, están dadas por:
(4.26)
(4.27)
donde, f’ c es la resistencia a la compresión del hormigón (MPa) y f y es la tensión de
fluencia del refuerzo (MPa).
4.5.2 Falla por corte
La falla por corte del revestimiento puede ocurrir alrededor de la cabeza del anclaje y
debe ser evaluada como:
conexión placa de carga (en muros de suelo apernado temporales).
conexión pernos cabezales (en muros de suelo apernado permanentes).
A medida que la carga de tracción en la cabeza del anclaje pasivo aumenta hasta un
valor crítico, las fracturas pueden formar un mecanismo de falla local alrededor de
dicha zona. Esto resulta en una superficie de falla cónica (ver Figura 4.13). Esta
superficie de falla se extiende detrás de la placa de carga y punzona el revestimiento
con una inclinación alrededor de 45º. El tamaño del cono depende del espesor del
revestimiento y del tipo de conexión anclaje-muro, es decir, placa de carga y pernos
cabezales.
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
47
Figura 4.13 Modos de falla del revestimiento por corte: (a) conexión temporal;
(b) conexión permanente (Lazarte et al ., 2003).
Como es común en losas estructurales de hormigón armado sujetas a cargas
concentradas, la capacidad en la zona de la cabeza del anclaje debe estudiarseconsiderando la capacidad de corte (R fp), expresada como:
(4.28)
donde, V f es la carga de corte que actúa en la sección de revestimiento y C P es un factor
de corrección que considera la contribución de capacidad de soporte del suelo.
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
48
La carga de corte puede ser estimada considerando el tamaño de una superficie cónica
a nivel de la superficie de la losa de hormigón como:
(4.29)
donde, D’ c es el diámetro efectivo de la superficie de falla cónica en el centro de la
sección y hc es la profundidad efectiva de la superficie cónica.
El factor de corrección C P es usado para tomar en consideración el efecto de la presión
del suelo detrás del revestimiento que actúa para estabilizar el cono. Si no es
considerado el balasto horizontal del suelo, C P = 1.0. Cuando se considera la reacción
del suelo, C P = 1.15. En la práctica, la corrección es usualmente omitida y se considera
C P = 1.0.
El tamaño efectivo de la superficie cónica se debe considerar de las siguientes formas:
revestimiento temporal:
(4.30)
donde, LBP es la longitud de la placa de carga y h es el espesor del revestimiento.
revestimiento permanente:
(4.31a)
(4.31b)
donde, S HS es el espaciamiento entre pernos cabezales, hc es la profundidad efectiva de
la superficie cónica, LS es la longitud de los pernos cabezales, t H es el espesor de la
cabeza de los pernos cabezales y t P es el espesor de la placa de carga.
Dadas la carga de tracción en la cabeza del anclaje (T 0) y la capacidad de corte del
revestimiento, el factor de seguridad contra la falla por corte está definido por:
(4.32)
Valores a considerar de FS FP en el análisis y diseño de muros de suelo apernado son
dados más adelante.
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49
4.6 Factores de seguridad
Los factores de seguridad mínimos recomendados para diseño de muros de suelo apernado
bajo el concepto de tensiones admisibles son dados en la Tabla 4.2, los cuales han sido
modificados de los dados por Byrne et al . (1998), para cargas estáticas y sísmicas, y para
estructuras temporales y permanentes. Los factores de seguridad recomendados sólo son
aplicables al método de diseño de tensiones admisibles (ASD) donde las cargas no son
factorizadas.
Tabla 4.2 Factores de seguridad recomendados para el diseño de muros de suelo apernado
usando el método de tensiones admisibles (ASD).
Factores de seguridad recomendados
Modo de falla Componente de resistencia Símbolo Cargas estáticas (1) Cargas sísmicas (2)
Estructuras Estructuras Estructuras temporales
temporales permanentes y permanentes
Estabilidad global (largo plazo) FSG 1.35 1.50 (1) 1.10
Estabilidad Estabilidad global (corto plazo) FSG 1.2 - 1.3 (2) NA
externa Deslizamiento FSSL 1.30 1.50 1.10
Capacidad de soporte del suelo FSH 2.50 (3) 3.0 (3) 2.30 (3)
Estabilidad Capacidad de arranque FSP 2.0 1.50
interna Capacidad de tracción (barra) FST 1.15 1.10
Capacidad Capacidad de flexión FSFF 1.35 1.50 1.10
revestimiento Capacidad de corte FSFP 1.35 1.50 1.10
Notas:
(1) Para estructuras permanentes no críticas, algunas agencias pueden aceptar un diseño para
cargas estáticas y condiciones a largo plazo con FS G = 1.35 cuando existen menoresincertidumbres debido a la suficiente información geotécnica y completa experiencia local en
suelo apernado.
(2) El segundo conjunto de factores de seguridad para estabilidad global corresponde al caso dedescensos de excavación temporal que no son soportados por más de 48 horas antes de ser
instalados los anclajes. El mayor valor puede ser aplicado para estructuras más críticas ocuando existen más incertidumbres respecto a las condiciones de suelo.
(3) Los factores de seguridad para capacidad de soporte son aplicables cuando se utilizanecuaciones de capacidad de soporte estándar. También pueden ser aplicables cuando se
utilizan software de análisis para evaluar este modo de falla.
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
50
4.7 Consideraciones de drenaje
Como en muchos otros proyectos geotécnicos, la escorrentía de agua superficial y
agua subterránea puede causar dificultades durante la construcción, aumentando el
costo y duración de construcción, afectando la integridad a largo plazo, y debilitando
el desempeño del muro de suelo apernado. Para minimizar estas complicaciones, el la
escorrentía de agua superficial y agua subterránea deben ser controladas durante y
después de la construcción del sistema. Adicionalmente, se ha demostrado que el
desempeño de éste tipo de estructuras es significativamente mejor cuando se instala
un sistema de drenaje efectivo para controlar los niveles de agua detrás del muro. El
no drenar el agua genera un aumento en la presión de poros, el cual puede
desestabilizar el sistema.
Figura 4.14 Drenaje de muros de suelo apernado.
Tiras de drenaje de geo-compuesto. Son elementos de material sintético de
aproximadamente 300 a 400 mm de lado. Estas son instaladas en forma vertical
contra la excavación a lo largo de toda la profundidad del muro de suelo apernado
(Figuras 4.14 y 4.16). El espaciamiento horizontal generalmente es igual al
espaciamiento horizontal de los anclajes. La parte más baja de las tiras descarga en
una tubería de drenaje que rodea a lo largo de la base del muro de suelo apernado o
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
51
por medio de perforaciones de drenaje en la parte inferior del muro. Para
excavaciones con caras altamente irregulares, la instalación de tiras de drenaje
prefabricadas contra la cara excavada se dificulta y a menudo es poco práctica. El
diseño de ingeniería debe explicar explícitamente la construcción e inspección del
sistema, asegurando que el desempeño del sistema de drenaje sea eficiente.
Drenes superficiales. Estos típicamente son tubos de PVC con longitudes entre 300 y
400 mm, y diámetros entre 50 y 100 mm. Descargan el agua por medio del
revestimiento y se localizan donde el flujo es encontrado o anticipado (Figura 4.14).
Las perforaciones de drenaje son también utilizadas como los puntos de terminación
de las tiras de drenaje de geo-compuesto permitiendo que el agua recolectada pase
por medio del muro (Figura 4.16).
Figura 4.15 Detalle típico de drenes.
Tuberías de drenaje. Pueden ser instaladas horizontal o levemente inclinadas donde se
necesita controlar la presión del agua subterránea impuesta sobre la masa de suelo
retenida. Habitualmente son tubos de PVC ranuradas o perforadas (sólo lado superior,de lo contrario el agua interceptada volvería a salir por el lado inferior del dren) con
diámetros de 50 mm, inclinados hacia arriba entre 5 y 10º con respecto al eje
horizontal. Las tuberías de drenaje habitualmente tienen longitudes mayores a las de
los anclajes y sirven para prevenir que el agua subterránea entre en contacto con los
anclajes o la masa de suelo reforzada (ver Figuras 4.14 y 4.15).
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
52
(a)
(b)
Figura 4.16 Detalles de drenaje: (a) pie de drenaje; (b) dren de geo-textil.
4.8 Análisis de los parámetros de diseño
Se pretende relacionar algunos de los parámetros que intervienen en el diseño de
muros de suelo apernado y su factor de seguridad global. Para ello se analiza la
estabilidad de muros de suelo apernado en función de sus factores de seguridad
globales. Los parámetros de diseño considerados dentro del análisis son:
Longitud de los elementos de refuerzo
Inclinación de los elementos de refuerzo
Espaciamiento entre elementos de refuerzo
Parámetros geotécnicos
Cada uno de los parámetros mencionados anteriormente se analiza por separado
variando su valor dentro de un rango representativo y manteniendo el valor de todos
los demás constantes. Se registra el valor del factor de seguridad global para cada
caso.
4.8.1 Modelo de muro de suelo apernado
El modelo de muro de suelo apernado considerado en el análisis de los parámetros de
diseño es un muro de 10.0 m de altura, cuya inclinación vertical varía en un rango de
50 a 90º (ver Figura 4.17). El tipo de material donde se evalúan el comportamiento del
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
53
muro de suelo apernado es un suelo residual (maicillo granítico). Como se menciona
anteriormente la disposición y cantidad de elementos de refuerzo varía en función del
parámetro de diseño analizado. Se registran los factores de seguridad globales para
los siguientes parámetros de diseño preliminares:
Longitud de los anclajes, Ls = 7.0 m
Inclinación de los anclajes, i = -15º
Diámetro de perforación, Dd = 110 mm
Espaciamiento entre anclajes, S H = S V = 2.0 m
Capacidad de tracción del acero de los anclajes, T a = 180 kN
Capacidad de fricción del suelo, qs = 180 kPa
Cohesión del suelo, c = 10 kPaAngulo de fricción interna del suelo, = 30º
Coeficiente de aceleración horizontal del terreno, k h = 0.15g
Sobrecarga a nivel de terreno, q = 10 kPa
Peso unitario del suelo, = 18 kN/m3
El valor del coeficiente de aceleración horizontal del terreno considerado corresponde
al utilizado en el análisis y diseño de muros de suelo apernado temporales.
El modelo de muro de suelo apernado se analiza utilizando el software GGU-Stability .Este software comercial es utilizado por ingenieros geotécnicos para realizar análisis
de estabilidad y diseño de sistemas de refuerzo de taludes naturales o cortes de
excavaciones.
El software GGU-Stability necesita los siguientes datos de entrada: topografía de la
sección, parámetros de resistencia al corte y peso unitario del tipo de suelo, existencia
de agua, cargas estáticas (permanentes y vivas), tipo de refuerzo y en el caso dinámico
las aceleraciones horizontal y vertical provocadas por el sismo como una fracción de
la gravedad.
Las preferencias de cálculo establecidas en el software son las siguientes:
Norma DIN 4084 antigua
Cálculo de falla del talud
Método Bloques deslizantes
Presión de poros asumida mediante línea de presión de poros
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Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
54
La selección de la Norma DIN 4084 antigua se debe a que ésta facilita el análisis de
estabilidad del sistema, ya que trabaja con factores de seguridad globales.
El cálculo de falla del talud considera que la estabilidad está controlada por la
resistencia al corte a lo largo de la superficie de falla y no por la capacidad de soporte
del suelo bajo el talud.
Figura 4.17 Modelo de muro de suelo apernado, donde es el ángulo del talud.
Investigaciones realizadas en modelos a escala reducida y real, han demostrado que el
sistema de suelo reforzado con anclajes pasivos falla desarrollando bloques verticales
(Vucetic et al ., 1998; Tufenkjian y Vucetic, 2000; Hanna y Juran, 2000; Gassler, 2007).
El nivel freático se modela mediante una línea de presión de poros. La otra opción es
haberla modelado mediante redes de flujo
Además, se asume que el material es homogéneo, es decir, éste se prolonga
paralelamente al plano horizontal. A modo de simplificar el análisis, el factor de
seguridad fue asumido constante a lo largo de toda la superficie de falla.
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55
4.8.2 Efecto de la longitud de los anclajes
Se mide el efecto de la longitud de los anclajes considerando este parámetro como una
proporción de la altura del muro dentro de un rango L/H = 0.5 – 1.0.
La relación L/H influye de dos formas en el factor de seguridad global del sistema.
Primero, la carga de arranque está directamente relacionada con la longitud de los
anclajes, mientras mayor sea la longitud que cruza la superficie de falla, mayor será la
carga de arranque que desarrollen estos. Segundo, relaciones L/H menores a 0.5 no
son recomendares, debido a que elementos de refuerzo muy cortos tienen un factor de
escala muy bajo.
De la Figura 4.18 se observa que a medida que aumenta la relación L/H , el factor de
seguridad global del muro se hace mayor. La relación L/H = 0.6 entrega factores de
seguridad interna al límite de lo recomendado por guías de diseño (Clouterre, 1991;
Lazarte et al ., 2003). Sin embargo, con la relación L/H = 0.7 se comienza a obtener
factores de seguridad global dentro de rangos aceptables. Para relaciones L/H
mayores a 0.8 el factor de seguridad global aumenta considerablemente.
Figura 4.18 Curvas del efecto de la longitud de los
anclajes en el factor de seguridad global.
0.6
0.8
1.0
1.2
1.4
1.6
1.8
50 60 70 80 90
F a c t o r d e s e g u r i d a d g l o b a l ,
F S G
Inclinación muro de suelo apernado, (º)
L = 0,5H
L = 0.6H
L = 0,7H
L = 0,8H
L = 0,9H
L = H
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
56
Por lo tanto, longitudes de pernos mayores o iguales al 70% de la altura del muro
entregan factores de seguridad global confiables para el diseño sísmico de muros de
suelo apernado temporales.
4.8.3 Efecto de la inclinación de los anclajes
Se mide el efecto de la inclinación de los anclajes, haciendo variar este parámetro
dentro de un rango de 0 a -25º.
Muchas veces, cuando los elementos de refuerzo son instalados horizontalmente no
logran cruzar la superficie de falla del suelo; por lo tanto, éstos no alcanzan a
desarrollar cargas de tracción que aporten resistencia al sistema. Por el contrario,
cuando los elementos de refuerzo tienen una leve inclinación negativa, con respecto al
eje horizontal, estos pueden cruzar las superficies de falla del suelo, y así desarrollar
cargas de tracción que aumentan el factor de seguridad global del sistema.
Figura 4.19 Curvas del efecto de la inclinación de los
anclajes en el factor de seguridad global.
De la Figura 4.19 se logra observar que con una inclinación negativa de los anclajes,
i = -15º, con respecto al eje horizontal, se obtienen factores de seguridad global
aceptables para muros de suelo apernado temporales abatidos entre 60 y 80º, con
respecto al eje horizontal. Sin embargo, inclinaciones de anclajes mayores a -25º no
0.8
1.0
1.2
1.4
1.6
50 60 70 80 90
F a c t o r d e s e g u r i d a d g l o b a l ,
F S G
Inclinación muro de suelo apernado, (º)
i = -0º
i = -5º
i = -10º
i = -15º
i = -20º
i = -25º
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
57
son recomendables, ya que los elementos de refuerzo no alcanzan a desarrollar
completamente las cargas de tracción.
4.8.4 Efecto del espaciamiento entre anclajes
Se mide el efecto del espaciamiento entre los elementos de refuerzo, haciendo variar
este parámetro (S V = S H ) dentro de un rango de 1.0 a 2.5 m.
El espaciamiento entre los elementos de refuerzo define el área tributaria que debe
tomar cada uno de estos. Clouterre (1991), recomienda que el área tributaria que
puede tomar cada elemento de refuerzo debe estar en un rango de 1.0 a 6.0 m2.
De la Figura 4.20 se observa que para un espaciamiento entre 1.5 y 2.0 m (SV∙SH =
2.25-4.0 m2) se alcanzan factores de seguridad global aceptables para inclinaciones
del muro menores a 85º.
Figura 4.20 Curvas del efecto del espaciamiento entre
anclajes en el factor de seguridad global.
Para espaciamientos menores a 1.5 m se produce un efecto de bloque del sistema, con
lo cual, ningún elemento de refuerzo logra cruzar la superficie de falla. Lo anterior
provoca que los elementos de refuerzo no desarrollen cargas de tracción que aporten
resistencia interna.
0.6
0.8
1.0
1.2
1.4
1.6
1.8
2.0
50 60 70 80 90
F a c t o r d e s e g u r i d a d
g l o b a l , F S G
Inclinación muro de suelo apernado, (º)
S = 1.00 m
S = 1.25 m
S = 1.50 m
S = 1.75 m
S = 2.00 m
S = 2.25 m
S = 2.50 m
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
58
4.8.5 Efecto de las propiedades geotécnicas del suelo
Se mide el efecto de la capacidad de fricción, cohesión y ángulo de fricción interna del
suelo, haciendo variar dichos parámetros dentro de los rangos dados en la Tabla 4.3.
Tabla 4.3 Rango de variación de los parámetros geotécnicos.
Parámetro geotécnico Rango de variación
Capacidad de fricción, qs (kPa) 50 – 300
Cohesión, c (kPa) 5 – 30
Angulo de fricción interna, (º) 15 – 45
Como es lógico, el aumento del valor de las propiedades geotécnicas, mejora
considerablemente la estabilidad global de muros de suelo apernado. Las Figuras 4.21,
4.22 y 4.23 muestran la variación de la seguridad global de éste tipo de estructuras en
función del abatimiento del muro y la capacidad de fricción, cohesión y ángulo de
fricción interna del suelo, respectivamente.
Figura 4.21 Curvas del efecto de la capacidad de fricción
del suelo en el factor de seguridad global.
Para suelos con valores de capacidad de fricción, cohesión y ángulo de fricción interna,
cercanos a 200 kPa, 10 kPa y 30º, respectivamente, se logra asegurar que la
estabilidad global de muros de suelo apernado sea aceptable.
0.6
0.8
1.0
1.2
1.4
50 60 70 80 90
F a c t o r d e s e g u r i d a d g l o b a l ,
F S G
Inclinación muro de suelo apernado, (º)
qs = 50 kPa
qs = 100 kPa
qs = 150 kPa
qs = 200 kPa
qs = 250 kPa
qs = 300 kPa
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 4. ANALISIS DE ESTABILIDAD DE MUROS DE SUELO APERNADO
59
De cierto modo lo anterior no está muy lejano a los parámetros geotécnicos que
presentan una gran parte de los macizos de roca meteorizada de la Comuna de
Concepción (Ruiz, 2002), ya que en suelos residuales provenientes de la
meteorización y posterior descomposición de la roca granítica intrusiva, se logra
alcanzar dichos valores en un estado natural seco. Sin embargo, cuando el suelo está
saturado estos valores pueden ser más bajos (Ruiz, 2002).
Figura 4.22 Curvas del efecto de la cohesión del suelo
en el factor de seguridad global.
Figura 4.23 Curvas del efecto ángulo de fricción interna
del suelo en el factor de seguridad global.
0.8
1.0
1.2
1.4
1.6
1.8
50 60 70 80 90 F a c t o r d e s e g u r i d a d
g l o b a l ,
F S G
Inclinación muro de suelo apernado, (º)
c = 5 kPa
c = 10 kPa
c = 15 kPa
c = 20 kPa
c = 25 kPa
c = 30 kPa
0.40.6
0.8
1.0
1.2
1.4
1.6
1.8
2.0
2.2
50 60 70 80 90
F a c t o r d e s e g u r i d a d g l o b a l , F S G
Inclinación muro de suelo apernado, (º)
fi = 15º
fi = 20º
fi = 25º
fi = 30º
fi = 35º
fi = 40º
fi = 45º
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
60
Capítulo 5
CARACTERIZACION
GEOLOGICO-GEOTECNICA
5.1 Programa experimental
La caracterización geológico-geotécnica se realiza en el sector de Quinta Junge,
ubicado en Pedro de Valdivia, Comuna de Concepción. En este lugar se ejecutó elproyecto de estabilización de un talud resultante de procesos de excavación, mediantela aplicación de la técnica de suelo apernado.
El programa experimental tiene como principal objetivo identificar el tipo de sueloque conforma el talud y estimar las propiedades geotécnicas que éste presenta.
Además se investiga que tipo de roca conformaba el macizo meteorizado.
El reconocimiento del tipo de roca ubicada en área de estudio se realiza mediante la
utilización de mapas geológicos de la Comuna de Concepción.
La caracterización se realiza mediante la ejecución de dos calicatas de reconocimientode suelo, de las cuales se obtienen muestras que son posteriormente ensayadas en elLaboratorio de Geomateriales de la Universidad Católica de la Santísima Concepción.La cantidad de ensayos realizados se presenta en la Tabla 5.1.
Las muestras de suelo se toman del sobre talud del sistema de contención. Se realiza
la extracción de cuatro bloques de suelo (ver Figura 5.1), de los que posteriormente se
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Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
61
tallan cuidadosamente probetas que simulan la configuración en estado natural delperfil de suelo en el laboratorio. Además se obtienen muestras alteradas para realizar
ensayos en probetas remodeladas. Todas las muestras son cubiertas inmediatamenteextraídas del terreno para que estas no pierdan su humedad natural.
Tabla 5.1 Cantidad de ensayos realizados
Nombre de ensayo Lugar Cantidad
Densidad por cono de arena terreno 3Contenido de humedad laboratorio 3Gravedad específica laboratorio 3Análisis granulométrico laboratorio 3
Límites de consistencia laboratorio 3Permeabilidad laboratorio 3Corte directo laboratorio 6
Figura 5.1 Bloques de suelo extraídos para ensayos de laboratorio.
Mediante la inspección en terreno, se observa visualmente que el material que
conforma el talud se trata de una roca intrusiva altamente meteorizada, quecorresponde a un maicillo granítico o suelo residual.
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Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
62
5.2 Geología local
En la zona de Concepción se distinguen claramente cuatro unidades geológicasfundamentales, las que son mostradas en la Figura 5.2 (Poblete y Dobry, 1968). Estasunidades fueron caracterizadas por Galli (1965).
5.2.1 Rocas metamórficas
Constituyen el basamento cristalino del área de Concepción, cuya edad se estimacomo precámbrica, es decir, más de 570 millones de años. Estas unidades geológicas
se han formado por alteraciones de temperatura y presión sobre rocas existentes,originando rocas de estructuras muy plegadas y divididas por planos de fractura. Sepresentan en algunos afloramientos reducidos, localizándose estos en la Península de
Tumbes, Hualpén y en la Cordillera de la Costa, especialmente al sur del rio Bío-Bío.
5.2.2 Rocas intrusivas
Forman parte de una gran masa plutónica conocida como batolito costero de edad
paleozoica, entre 250 y 570 millones de años. Corresponden a rocas ígneas formadaspor enfriamiento y consolidación del magma. Presentan una distribución continuasolamente en los alrededores de la ciudad de Concepción, particularmente en los
bordes occidentales de la Cordillera de la Costa, cerro Caracol y cerro Lo Pequén, y enafloramientos aislados como los cerros La Pólvora, Chepe, Chacabuco y Lo Galindo.
5.2.3 Rocas sedimentarias
Sus formaciones más antiguas corresponden a sedimentos marinos de edad cretácica,
entre 65 y 135 millones de años, las que se reconocen por su contenido fosilífero y seles encuentra a lo largo de la Cordillera de Costa y en algunos cerros que emergen dela llanura, donde se encuentran sedimentos eocenos de origen marino occidental de
vasta distribución en la franja costera y cerros islas. Su composición es de arena fina ylimo arcilloso, a veces con mantos finos de carbón intercalados.
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Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
63
Figura 5.2 Plano geológico de la Comuna de Concepción (Poblete y Dobry, 1968).
Emplazamientodel Proyecto(Quinta Junge)
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Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
64
5.2.4 Depósitos superficiales
Incluyen arenas de dunas y limo asociados a ellas, barro, turba y otros materialespobremente drenados, arenas de playa, material coluvial y fragmentos de roca,
materiales derrumbados, arenas Andalién depositadas por el rio de este nombre yrellenos artificiales.
5.3 Maicillo residual
Como es conocido, los suelos que conforman la corteza terrestre tienen su origen a
través de los procesos de meteorización física y química que han actuado por largosperiodos sobre los macizos rocosos existentes. Estos procesos se deben a la acciónmecánica del agua, aire y hielo, o procesos químicos que suponen la transformación
y/o disolución de minerales.
Los suelos residuales se originan cuando los productos de la meteorización de rocasno son transportados como sedimentos, sino que se acumulan in-situ. Esto se debe aque la velocidad de descomposición de la roca es mayor que la velocidad de arrastre
de los productos disgregados, lo que provoca una acumulación de suelo sobre la rocade origen.
La temperatura y otros factores contribuyen a la formación de espesores importantes
de suelos residuales, los que tienden a ser abundantes en zonas húmedas y templadas,condiciones que favorecen el ataque químico de las rocas y que con suficiente
vegetación evitan que estos sean arrastrados y formen sedimentos.
El maicillo residual se forma a partir de unidades de roca granítica intrusiva, cuya
edad se estima en 320 millones de años (comprendida entre el paleozoico superior yel triásico inferior). Estas rocas se han generado en condiciones de altas presiones y
temperaturas, y se encuentran emplazadas bajo la superficie terrestre en ambientes
de gran humedad y alta pluviometría.
Su aspecto corresponde a un suelo de grano grueso con bloques o estructuras de roca
original (ver Figuras 5.1 y 5.3), los que presentan discontinuidades (fallas o diaclasas)que pueden provocar serios problemas en la estabilidad del terreno cuando es
sometido a solicitaciones.
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Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
65
Figura 5.3 Maicillo granítico tamizado en laboratorio.
5.3.1 Estabilidad de maicillos graníticos
Las diaclasas son rupturas en las rocas que no muestran desplazamientos en forma
significativa. Se forman a nivel del macizo producto de la descompresión yenfriamiento a partir de presión hidrostática; igualmente, se desarrollan redes de
lajamiento paralelos a la superficie topográfica, los que traducen la descompresióndebido al aligeramiento de la carga que suponía toda la primitiva cobertura rocosa. El
desarrollo de estas grietas se produce por fracturación, con lo que el macizo tiene unapérdida de la cohesión original, que es influyente principalmente en la resistencia al
corte de ella.
Algunas diaclasas están íntimamente relacionadas con planos de falla y pueden servir
para revelar el sentido del deslizamiento, pero las causas de inestabilidad de lossuelos pueden ser inherentes a la naturaleza y al hombre. Sin embargo, el Ingeniero
Geotécnico dotado de un buen conocimiento sobre procesos de intemperismo yerosión relacionados con el clima y tipo de roca está en posibilidad de observar
importantes detalles en el paisaje, en especial los que indican señales de inestabilidady movimientos lentos del suelo, los que dependen enormemente de las condiciones
del agua en el terreno.En particular, aunque el maicillo es un material descompuesto in-situ y sin mayortransporte, su manto es fácilmente disgregable y se remueve por movimientos deescasa energía y por las aguas, en especial en periodos de grandes lluvias. Estos se
deben principalmente a los planos de debilidad que presenta el suelo (diaclasas).
La inestabilidad que producen las diaclasas en el maicillo es de dos tipos:
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Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
66
1. Inestabilidad másica. Es aquella que se presenta en forma de cuña, las que semueven por causa del agua en los planos de inestabilidad heredados de la roca
madre y cuya resistencia al corte se ve fuertemente reducida a causa de laconcentración de minerales de arcilla en dichos planos.
2. Erosión superficial. Se produce cuando el maicillo presenta poca cohesión y porcausa del agua inserta en dichas diaclasas, ceden las capas superficialesremoviendo el material.
Lamentablemente, las diaclasas son difíciles de detectar antes de la ejecución de las
obras de excavación, por lo que se deben tratar a medida que se producen losdesprendimientos de material. Sin embargo, el método más útil para estudiar el
patrón y distribución de las fracturas, es mediante mapas de ubicación y orientaciónde ellas. Esto sólo es posible en áreas de muy buena exposición o mediante sondajes
profundos, pero en general estos resultan costosos y no se da el tiempo para realizardichos estudios.
En consecuencia, la falta de estabilización del maicillo generalmente se presentacuando el agua se introduce en las fisuras provocando la descompensación del suelodisminuyendo su resistencia al corte. Por lo tanto, en cualquier obra de excavación sedeben tomar medidas de drenaje eficaz del terreno, para evitar el colapso de ellas.
5.4 Caracterización geotécnica
De acuerdo a Bardet (1997), para identificar el tipo de suelo que conforma el talud enestudio se realizan una serie de ensayos experimentales de caracterización
geotécnica, los que son descritos a continuación.
5.4.1 Densidad natural y seca
Estos ensayos se realizan en terreno. Se obtiene la masa de suelo húmedo ( M ) desdeuna pequeña perforación hecha sobre la superficie del terreno (ver Figura 5.4). Luego,se obtiene el volumen de dicha perforación (V ), la densidad húmeda del suelo está
dada por:
(5.1)
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Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
67
Se determina el contenido de humedad (w ) de la muestra en laboratorio. Luego, ladensidad seca del suelo está dado por:
(5.2)
Figura 5.4 Ensayo de cono de arena. Extracción de suelo en estado natural.
El procedimiento de ejecución del ensayo adoptado es el recomendado en la
normativa chilena oficial (NCh 1516.Of79).
Se obtienen los siguientes valores de densidad natural aparente y densidad seca delmacizo de suelo residual:
Densidad natural, t = 1.80 Ton/m3
Densidad seca, d = 1.67 Ton/m3
5.4.2 Contenido de humedad
Se determina el contenido de agua que presenta el suelo en condiciones naturales. El
contenido de agua se calcula de la siguiente forma:
(5.3)
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Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
68
donde, M w es la masa de la cápsula más el suelo húmedo, M d es la masa de la cápsulamás el suelo seco y M c es la masa de la cápsula.
El procedimiento de ejecución del ensayo adoptado es el recomendado en lanormativa chilena oficial (NCh 1515.Of79)
El valor del contenido de humedad obtenido para el suelo ensayado es igual al 8.2%.
5.4.3 Gravedad específica
La gravedad específica del suelo residual es la razón entre la masa unitaria de las
partículas de suelo y agua. Este parámetro es muy utilizado para determinarrelaciones peso-volumen, se determina de la siguiente forma:
(5.4)
donde, M s es la masa de suelo seco, M fs es la masa del matraz lleno con suelo seco y
agua sin aire y M fw es la masa del matraz lleno sólo con agua sin aire.
El procedimiento de ejecución del ensayo adoptado es el recomendado en lanormativa chilena oficial (NCh 1532.Of80)
El valor de la gravedad específica de las partículas solidas obtenido para el sueloensayado es igual al 2.708.
5.4.4 Análisis granulométrico
Como es conocido, la ingeniería geotécnica describe y clasifica el tipo de suelo de
acuerdo al tamaño de partículas, más que por su edad, mineralogía y origen. Laprincipal razón de esto es que la ingeniería geotécnica se interesa principalmente en
el comportamiento mecánico de los suelos, que depende principalmente del tamaño yforma de las partículas (Powrie, 2004).
Se realizan ensayos granulométricos para determinar la distribución del tamaño de
partículas. Las muestras de suelo pasan por una serie de tamices con tamaños deaberturas decrecientes, midiendo la masa retenida en cada uno de ellos. No es
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Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
69
necesario realizar análisis de finos, ya que en promedio, menos del 15 % de las masas
totales de las muestras pasó el tamiz Nº 200 (75 m).
El tamizado se lleva a cabo con un equipo electromagnético de cribado vertical y
rotatorio que incluye temporizador. El tiempo de tamizado ajustado para cada una delas tres muestras de suelo ensayadas es igual a 30 minutos. En total se utilizan dieztamices con diámetros 9.5, 4.75, 2.36, 2, 1.18, 0.85, 0.425, 0.3, 0.15 y 0.075 mm.
Figura 5.5 Curvas de distribución del tamaño de partículas.
La Figura 5.5 muestra las curvas de distribución del tamaño de partículas de las tresmuestras de suelo residual ensayadas. Las formas de las curvas confirman el supuestoque el tipo de suelo corresponde a una arena con cierto contenido de finos. Elporcentaje promedio de finos que pasa el tamiz Nº 200 es igual a un 14.4 %.
Los sistemas de clasificación de suelos tales como ASTM D 422, BS 1377, AASHTO yUSCS (Tabla 5.2), dividen las partículas de suelo en base a categorías de tamaño en:
bolones, adoquines, gravas, arenas, limos y arcillas, con una subdivisión opcionalindicando si son cuarzosas, medias o finas. El rango de tamaño de las partículas de
suelo varía entre 0,002 y 300 mm.
De la Figura 5.5 se tiene que para todas las muestras ensayadas, más del 50% de lamasa total pasa por el tamiz Nº 4 (4.75 mm). Por lo tanto, de acuerdo con los sistemas
ASTM D 422, AASHTO y USCS el suelo corresponde a una arena.
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
0.01 0.1 1 10
M a s a q u e p a s a , M
p ( % )
Diámetro de las partículas, dp (mm)
Ensayo 1
Ensayo 2
Ensayo 3
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Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
70
Según Ruiz (2002), el tipo de material característico de la zona donde se emplaza elpresente Proyecto (Lonco Parque), se trata de una arena que contiene un 12% de
finos con ligera plasticidad (IP = 3%). Con lo anterior, concluye que el éste tipo dematerial se trata de una mezcla de arena y limo, es decir, una arena limosa (SM).
Tabla 5.2 Clasificación de suelos en función del tamaño de partículas (mm).
BS Arcilla
Limo Arena Grava
Adoquines BolonesFino Medio Cuarzoso Fina Media Cuarzosa Fina Media Cuarzosa
0.002 0.006 0.02 0.06 0.2 0.6 2 6 20 60 200
USCS Finos (limo y arcilla)
Arena Grava
Adoquines BolonesFina Media Cuarzosa Fina Cuarzosa0.075 0.425 2 4.75 19 75 300
AASHTO Arcilla Limo
Arena
Grava BolonesFina Cuarzosa
0.005 0.075 0.425 2 75
ASTM Arcilla Limo
Arena
Grava Adoquines BolonesFina Media Cuarzosa
0.005 0.075 0.425 2 4.75 75 300
5.4.5 Permeabilidad
Debido a que el material investigado se trata de una roca con un alto grado demeteorización, que presenta condiciones tanto de suelo granular como de suelo fino,
se realizan ensayos de permeabilidad de carga constante y de carga variable, paraverificar de mejor forma la conductividad hidráulica de éste.
Para los ensayos de carga constante, el coeficiente de permeabilidad (k T ) a una
temperatura T , está dado por:
(3.5)
donde, q es el volumen de agua recolectado en un recipiente durante un intervalo de
tiempo t , L es la longitud de la muestra, h es la altura de carga dada al ensayo y A es elárea seccional de la muestra.
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Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
71
Para los ensayos de carga variable, el coeficiente de permeabilidad ( k T ) a unatemperatura T , está dado por:
(3.6)
donde, a es el área seccional de la bureta, L es la longitud de la muestra, A es el área
seccional de la muestra, t es el intervalo de tiempo que dura el ensayo, h0 es la alturade carga al comienzo del ensayo y h f es la altura de carga finalizado el ensayo.
Para ambos ensayos, el coeficiente de permeabilidad se corrige por la temperatura delagua mediante la siguiente expresión:
(3.7)
donde, 20ºC es la viscosidad del agua a 20º C y T es la viscosidad del agua a latemperatura T .
El procedimiento de ejecución del ensayo adoptado es el recomendado en la
normativa norteamericana (ASTM D2434-2000)
El valor de la conductividad hidráulica obtenido para el suelo ensayado es igual a6.4 × 10-4 m/s.
5.4.6 Resistencia al corte
Una de las preguntas claves respecto a cualquier estructura geotécnica es si ésta es
segura o no. Para responder esta pregunta, se estudió los parámetros de resistenciadel suelo. La resistencia del suelo puede ser definida como la capacidad para resistir
corte.
Como es conocido estos ensayos son realizados para determinar la resistencia la corte
del suelo sobre superficies de falla predeterminadas. Se determino el ángulo defricción interna y la cohesión de las muestras de suelo. Los cálculos realizados fueronlos siguientes:
(5.8)
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
72
(5.9)
donde, es la tensión normal, es la tensión de corte, N es la fuerza normal, T es lafuerza de corte y Ac es el área seccional de la muestra (10×10cm 2).
(a) (b)
Figura 5.6 Probetas ensayadas en mesa de corte directo:(a) testigo y probeta antes del ensayo, (b) probeta ensayada.
Figura 5.7 Curva desangulación unitaria versus tensión de corte.
0.0
0.2
0.4
0.6
0.8
1.0
1.2
0 10 20 30 40 50 60
T e n s i ó n d e c o r t e ,
( k g / c m
2 )
Desangulación unitaria, des(%)
N = 25 kg N = 50 kg N = 100 kg
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
73
Figura 5.8 Envolvente de falla Mohr-Coulomb.
Para el ensayo de corte directo, el ángulo de fricción interna máximo entre laspartículas de suelo se determina como:
(5.10)
donde, y n son las tensiones de corte y normal máximas sobre las muestra de suelo,
respectivamente.
Bolton (1986), a partir de una serie de ensayos de corte directo, propone la siguienteexpresión para el ángulo de fricción interna máxima del suelo para el caso de
deformaciones planas:
(5.11)
donde, ’ c es el ángulo de fricción interna en estado crítico y max es el ángulo máximode dilatación del suelo.
El ángulo de dilatación representa el cambio de volumen de la muestra y puedeestimarse mediante la siguiente expresión:
(5.12)
donde, vol es la deformación volumétrica y des es la desangulación unitaria de lamuestra de suelo.
0.00
0.20
0.40
0.60
0.80
1.00
1.20
0.00 0.25 0.50 0.75 1.00
T e n s i ó n d e c o r t e ,
( k g / c m
2 )
Tensión normal,n
(kg/cm2)
Envolvente de falla durante el ensayode corte directoEnvolvente de falla finalizado elensayo de corte directo
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 5. CARACTERIZACION GEOLOGICO-GEOTECNICA
74
Figura 5.9 Curvas de desangulación unitaria versus deformación volumétrica.
De la Figura 5.8 se tiene que los parámetros de resistencia al corte máximos de lamuestra de suelo en estado natural con una humedad del 8.2 % son los siguientes:
Angulo de fricción interna máximo, ’ p = 41.3º
Cohesión, c’ = 0.13 kg/cm2
En la Tabla 5.3 son dados los ángulos máximos de dilatación y de estado crítico de lamuestra de suelo para cada nivel de tensión normal.
Tabla 5.3 Ángulos de dilatación y de estado crítico.
Nivel de tensiónnormal
n (kg/cm2) (º)
’ c (º)
1 0.25 14.8 30.02 0.50 5.4 37.03 1.00 4.8 37.5
La primeria línea de anclajes se ubica aproximadamente a 2.80 m de profundidaddesde la superficie del terreno; por lo tanto, el estado de tensión normal que estásometido el suelo en dicha zona es mayor o igual a 0.50 kg/cm2. Con lo anterior setiene que el ángulo de fricción en estado crítico del suelo puede alcanzar los 37.5 º.
-1.00
0.00
1.00
2.00
3.00
4.00
5.00
6.00
7.00
8.00
0 10 20 30 40 50 60 D e f o r m a c i ó n v o l u m é t r i c a , v o l
( % )
Desangulación unitaria, des (%)
N = 25 kg
N = 50 kg
N = 100 kg
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 6. RETRO-ANALISIS DE ESTABILIDAD DEL TALUD SIN REFUERZO
75
Capítulo 6
RETRO-ANALISIS DE ESTABILIDAD
DEL TALUD SIN REFUERZO
6.1 Análisis de equilibrio límite
Con respecto a las características geomecánicas del suelo, el retro-análisis de
estabilidad del talud resultante del proceso de excavación en su estado inicial serealiza bajo el concepto de equilibrio límite, que se cumple cuando la resistencia al
corte a lo largo de la superficie de falla se expresa como:
(6.1)
donde, FS es el factor de seguridad (basado en el equilibrio de fuerzas o momentos en
forma final) con respecto a la resistencia al corte ultima f del suelo, que es dada por
la relación Mohr-Coulomb:
(6.2)
donde, c’ es la cohesión, ’ n es la tensión normal efectiva y ’ es el ángulo de fricción
interna.
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 6. RETRO-ANALISIS DE ESTABILIDAD DEL TALUD SIN REFUERZO
76
6.2 Talud analizado
El objetivo del retro-análisis es verificar los parámetros de resistencia al corte
(cohesión y ángulo de fricción interna) que el perfil de suelo presenta en su condición
inicial. En este caso iterando estos valores sólo para el caso estático hasta alcanzar un
factor de seguridad cercano a 1.0.
El retro-análisis de estabilidad se realiza para un talud de 4.0 m de altura, con una
pendiente de 70º, el cual además tiene un sobre talud de 2.0 m de altura sostenido por
un muro de mampostería (ver Figura 6.1). Se analiza sólo el caso estático debido que
hasta el momento de evaluación no existen antecedentes de cargas sísmicas sobre él.
Este método radica en que con determinados parámetros de resistencia al corte
asumidos para el perfil de suelo residual, se obtiene como resultado un factor de
seguridad igual o cercano a 1.0. Con dicho valor del factor de seguridad se está
compatibilizando el modelo con la realidad, debido a que el talud con un factor de
seguridad menor a 1.0 puede haber colapsado. Los valores estimados son los mínimos
necesarios que aseguran la estabilidad del talud. Sin embargo, en la realidad podrían
ser mayores.
Figura 6.1 Talud considerado para el retro-análisis de estabilidad estática.
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Capítulo 6. RETRO-ANALISIS DE ESTABILIDAD DEL TALUD SIN REFUERZO
77
El rango de valores de los parámetros de resistencia al corte utilizados como
referencia para el proceso de iteración son los estimados por Ruíz (2002) en su
caracterización de los maicillos graníticos de Concepción (ver Tabla 6.1). Se
consideran los valores obtenidos desde ensayos triaxiales CIU, debido a que estos
representan de mejor forma el estado de tensiones al que está sometida una masa de
suelo en condiciones naturales.
Tabla 6.1 Parámetros de resistencia al corte obtenidos mediante ensayos triaxiales CIU.
Angulo de fricción interna, ’ (º) 29 – 31
Cohesión, c’ (kPa) 8 – 21
La sección del talud resultante de un proceso de excavación se analiza utilizando el
software GGU-Stability . Este software comercial es utilizado por ingenieros
geotécnicos para realizar análisis de estabilidad y diseño de sistemas de refuerzo de
taludes naturales o cortes de excavaciones.
El software GGU-Stability necesita los siguientes datos de entrada: topografía de la
sección, parámetros de resistencia al corte y peso unitario del tipo de suelo, existencia
de agua, cargas estáticas (permanentes y vivas), malla de variación de centros de los
círculos de falla y en el caso dinámico las aceleraciones horizontal y verticalprovocadas por el sismo como una fracción de la gravedad (en este caso no
realizadas).
Las preferencias de cálculo establecidas en el software son las siguientes:
Norma DIN 4084 antigua
Cálculo de falla del talud
Método de Bishop modificado
Presión de poros asumida mediante línea de presión de poros
La selección de la Norma DIN antigua se debe a que ésta facilita el análisis de
estabilidad del sistema, ya que trabaja con factores de seguridad globales.
El cálculo de falla del talud considera que la estabilidad está controlada por la
resistencia al corte a lo largo de la superficie de falla y no por la capacidad de soporte
del suelo bajo el talud.
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 6. RETRO-ANALISIS DE ESTABILIDAD DEL TALUD SIN REFUERZO
78
Una superficie de falla circular, siendo esto conservador debido a que es la superficie
de falla más crítica ya que un círculo tiene menor superficie por unidad de masa
(Granados, 2006).
El nivel freático se modela mediante una línea de presión de poros. La otra opción es
haberla modelado mediante redes de flujo.
Además, se asume que el material es homogéneo, es decir, este se prolonga
paralelamente al plano horizontal. A modo de simplificar el análisis, el factor de
seguridad se asume constante a lo largo de toda la superficie de falla.
6.3 Método de análisis
Bishop (1955) desarrolló un método de rebanadas bajo las siguientes hipótesis:
Superficie de falla circular
La masa de suelo deslizante se divide en n rebanadas o bloques verticales
Se establece un equilibrio de momentos de las fuerzas actuantes en cada
rebanada respecto al centro del círculo
A partir de la condición de equilibro de fuerzas verticales de cada rebanada se
obtienen las fuerzas normales a la superficie de falla y se sustituyen en laecuación resultante del equilibrio de momentos
El equilibrio global de momentos exige que:
(6.3)
donde, S es la fuerza de corte total movilizada en la base, relacionada con el factor de
seguridad mediante:
(6.4)
Sustituyendo la ecuación (6.4) en (6.3) y despejando el factor de seguridad se obtiene:
(6.5)
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Capítulo 6. RETRO-ANALISIS DE ESTABILIDAD DEL TALUD SIN REFUERZO
79
donde, N’ es la fuerza normal a la base desconocido hasta el momento. Bishop (1955)
obtuvo el valor de esta fuerza por medio de la condición de equilibrio vertical de
fuerzas de cada rebanada:
Figura 6.2 Fuerzas sobre una rebanada para el método de Bishop (Pérez, 2005).
(6.6)
Sustituyendo la ecuación (6.4) en (6.6) y despajando la fuerza normal N’ se obtiene:
(6.7)
Finalmente, el factor de seguridad se convierte en:
(6.8)
Para resolver el sistema se realiza la hipótesis acerca de la distribución de X . Bishop
(1960) determinó que el factor de seguridad era poco sensible a estas hipótesis, y
recomendó utilizar X = 0. Con lo anterior se obtiene que:
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 6. RETRO-ANALISIS DE ESTABILIDAD DEL TALUD SIN REFUERZO
80
(6.9)
donde,
(6.10)
Este es uno de los métodos más utilizados en el análisis de arcos de circunferencia.
Whitman y Bailey (1967) analizaron la precisión del método, concluyendo que el error
cometido al utilizar este método frente a otro más riguroso no supera por lo general
un 7% y usualmente es inferior a un 2%.
La solución del sistema se alcanza partiendo con un factor de seguridad hipotético eiterando hasta la convergencia, lo que de realizar manualmente, se alcanza en muy
pocas ocasiones. Sin embargo, gracias al software GGU-Stability este cálculo se puede
realizar sin mayores complicaciones, llegando a un valor confiable del factor de
seguridad mínimo de sistema.
6.4 Resultados
Como se explicó anteriormente, se realizan iteraciones hasta alcanzar un factor de
seguridad igual o cercano a 1.0. La Figura 6.3 muestra la variación del factor de
seguridad en función de los parámetros de resistencia al corte del suelo utilizando el
método de Bishop en el software GGU-Stability . Se puede observar que el factor de
seguridad tiene una relación lineal con los parámetros de resistencia al corte del
suelo.
En la Figura 6.4 se muestra la salida del software GG-Stability del modelo analizado a
través del método de las superficies de falla circulares de Bishop, donde se puede
observar la superficie de falla circular crítica. La decoloración representa la variación
del factor de seguridad que está entre 3.0 (color azul) y 1.0 (color rojo).
La combinación de parámetros de resistencia al corte del suelo, ’ = 30º y c’ = 10 kPa,
entregan como resultado un factor de seguridad exactamente igual a 1.0, con los que
se puede desarrollar un modelo confiable para el diseño geotécnico del sistema de
refuerzo propuesto.
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 6. RETRO-ANALISIS DE ESTABILIDAD DEL TALUD SIN REFUERZO
81
Figura 6.3 Variación del factor de seguridad en función de c’ y ’.
Figura 6.4 Superficie de falla crítica circular (FS = 1.00).
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
82
Capítulo 7
DISEÑO DE UN
MURO DE SUELO APERNADO
7.1 Antecedentes
Para la construcción de la planta de fundaciones de un edificio habitacional se debe
realizar una excavación. Cuando se ha excavado desde la cota +98.35 m hasta la cota+94.35 m, es decir, 4.0 m, el talud resultante comienza a presentar cierto grado de
inestabilidad debido a que el material que lo conforma se comienza a desprender
localmente (ver Figura 7.1).
Con lo anterior se solicita a Constructora Lancuyen Ltda que plantee una solución
geotécnica al problema presentado, para así poder seguir con las etapas de
excavación.
Los antecedentes recepcionados para plantear y desarrollar el proyecto de ingeniería
son los siguientes:Planos topográficos del área de estudioPlano de planta de fundaciones del edificioImágenes fotográficas del talud
La Figura 6.2 muestra la topografía del área donde se emplaza el proyecto. El polígonogris corresponde a la planta de fundaciones proyectada para el edificio habitacional.
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
83
Figura 7.1 Talud inestable de 4.0 m de altura, con pendiente de 70º (Lancuyen, 2010).
Figura 7.2 Planta topográfica del área donde se localizael proyecto de suelo apernado (Lancuyen, 2010).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
84
Las líneas rojas (gruesas) de la Figura 7.2 demarcan la posición de dos muros de
mampostería existentes, que sostienen el sobre talud. El sistema de entibación se debe
ubicar entre el polígono que demarca la planta de fundaciones y el muro de
contención existente más cercano a éste.
La Figura 7.3 muestra la planta de fundaciones del edificio y la disposición del sistema
de entibación. Como ya se habían excavado 4.0 m, se decide que la solución geotécnica
habitualmente utilizada (muro berlinés) no era lo más adecuado debido a que en éste
tipo de terreno es difícil hincar perfiles metálicos. Por lo tanto, se determina que la
solución geotécnica idónea para las condiciones de terreno es un muro de suelo
apernado.
Figura 7.3 Planta de fundaciones y disposición del muro de suelo apernado (Lancuyen, 2010).Con la información contenida en los planos topográficos del área de estudio y planta
de fundaciones del edificio, se definen las cotas de coronamiento (+98.35 m) y pie
(+90.35 m) del sistema de entibación. Debido a la cercanía que existe entre la viga de
fundación del edificio paralela al muro de suelo apernado, se determina que éste debe
proyectarse pseudo-vertical.
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
85
7.2 Configuración adoptada
La solución geotécnica adoptada corresponde a un sistema de entibación temporal,
que consiste en un muro de suelo apernado vertical con distribución de elementos de
refuerzo uniforme, es decir, todos deben tener igual área tributaria. Los elementos de
refuerzo son anclajes pasivos inyectados en perforaciones con diámetros previamente
establecidos. La cara del talud se protege superficialmente con un muro de hormigón
proyectado reforzado con armadura de acero. Las características del muro de suelo
apernado son dadas en la Tabla 7.1.
Tabla 7.1 Características del muro de suelo apernado.
Altura, H (m) 8.0
Longitud, Lm (m) 23.0
Inclinación, (º) 5.0
Espaciamiento horizontal pernos, SH (m) 1.5
Espaciamiento vertical pernos, SV (m) 1.8
Figura 7.4 Muro de suelo apernado analizado y diseñado.
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
86
La Figura 7.4 muestra el sistema de entibación pseudo-vertical que posee cuatro
líneas de anclajes pasivos. La ultima línea de anclajes se ubica a 0.8 m del fondo de la
excavación, mientras que la primera se ubica a 1.8 m de la parte superior del muro.
En la Tabla 7.2 son dadas la longitud, inclinación y cantidad de cada una de las líneas de
anclajes pasivos. Las abreviaciones Cpl y Cpm corresponden a la cantidad de elementos derefuerzo y metros lineales por línea de anclajes, respectivamente.
Tabla 7.2 Longitud, inclinación y cantidad de anclajes pasivos.
Línea de Longitud, Inclinación, Cantidad, Cantidad,
anclajes Ls (m) i (º) Cpl (Nº) Cml (m)
1 8 25 16 1282 8 20 16 128
3 6 15 16 96
4 6 15 16 96
64 448
7.3 Parámetros geotécnicos
Como resultado de la caracterización geológico-geotécnica desarrollada
anteriormente, se considera un perfil de suelo residual (maicillo granítico), con unespesor de 20 m, proveniente de la meteorización y posterior descomposición de la
roca granítica intrusiva. Los parámetros geotécnicos utilizados para diseñar el muro
de suelo apernado son dados en la Tabla 7.3.
Tabla 7.3 Parámetros geotécnicos considerados en el diseño del muro de suelo apernado.
Angulo de fricción interna, ’ (º) 30.0
Cohesión, c’ (kPa) 10.0
Capacidad de fricción, qs (kPa) 200.0
Peso unitario natural, (kN/m3) 18.0
Aunque no se percibe la napa freática dentro de la excavación, o algún afloramiento de
cauces subterráneos en el talud. A modo de precaución, se considera una línea de
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
87
presión de poros, con abatimiento desde el macizo hacia la excavación. Ubicándose
ésta 1.0 m por debajo del sello de fundación.
7.4 Metodología de diseño
Los muros de suelo apernado son sistemas de contención en los que la masa de suelo
apernada se comporta como un bloque reforzado. El desarrollo de tensiones en los
elementos de refuerzo comienza una vez que se realiza la siguiente etapa de
excavación. Esta distribución de tensión a lo largo de los anclajes pasivos no es
uniforme y se estima que su máximo se desarrolla en la zona donde la masa de suelo
falla por corte. Debido a que el sistema de construcción es de tipo descendente, Byrneet al . (1998) proponen que las máximas tensiones sobre el muro son en la parte
superior de éste durante las etapas constructivas.
Para la evaluación del sistema de contención anclado se utiliza el software GGU-
Stability , programa que modela el sistema mediante el método de Bloques Deslizantes.
Para el análisis y diseño de estructuras de contención, la EAB (2008) recomienda
utilizar como acción permanente una sobrecarga igual a 10 kPa en el nivel de terreno
detrás del sistema de entibación.
En el caso de que existan otros elementos que generen cargas vivas o muertas, tales
como, autopistas, vías de tren, edificios, maquinaria pesada, entre otros, estos deben
ser considerados a una distancia mínima de 1.0 m desde el borde de la excavación,
aumentando el valor de la sobrecarga y diferenciándolos si son acciones vivas o
muertas.
Se considera la sobrecarga que induce un muro de mampostería existente en el sobre
talud, para ello se modela un estrato de suelo con las dimensiones del muro, dándole a
éste el peso unitario del hormigón (ver Figura 7.4).
Se considera la acción sísmica adoptando un coeficiente de aceleración horizontaligual a 0.15g para el sistema de entibación temporal.
Generalmente, en la práctica se utilizan los factores de seguridad para estabilidad
global de estructuras temporales dados en la Tabla 7.4.
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
88
Los resultados del análisis de estabilidad global del sistema utilizando el software
GGU-Stability para el estado constructivo (es decir, cuando aun no han sido instalados
los elementos de refuerzo de más abajo) se presentan en la Figura 7.5 para la primera
etapa de excavación, en la Figura 7.6 para la segunda etapa de excavación y en la
Figura 7.7 para la tercera y última etapa de excavación. Por otro lado, los análisis de
estabilidad global final del sistema bajo condiciones de carga estática y sísmica se
presentan en la Figuras 7.8 y 7.9, respectivamente.
Tabla 7.4 Factores de seguridad global exigidos en el diseño del muro de suelo apernado.
Estado FSG (temporal)
Estático 1.35
Sísmico 1.10
constructivo 1.20
Figura 7.5 Verificación de estabilidad global de la primera etapa de excavaciónbajo condiciones de carga estática (FSG = 1.44).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
89
Figura 7.6 Verificación de estabilidad global de la segunda etapa de excavaciónbajo condiciones de carga estática (FSG = 1.33).
Figura 7.7 Verificación de estabilidad global de la tercera etapa de excavaciónbajo condiciones de carga estática (FSG = 1.28).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
90
Figura 7.8 Verificación de estabilidad global finalbajo condiciones de carga estática (FSG = 1.61).
Figura 7.9 Verificación de estabilidad global finalbajo condiciones de carga sísmica (FSG = 1.32).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
91
Se verifica la seguridad del sistema de entibación frente al deslizamiento y capacidad
de soporte del suelo, mediante el cálculo de un muro gravedad equivalente, con base
menor a la altura del muro. Los factores de seguridad frente al deslizamiento y
capacidad de soporte del suelo para estructuras temporales dados en la Tabla 7.5.
Tabla 7.5 Factores de seguridad contra el deslizamiento y capacidad de soporte del suelo de
fundación a verificar en el diseño del muro de suelo apernado.
Estado Deslizamiento,FSSL (temporal)
Capacidad de soporte,FSH (temporal)
Estático 1.30 2.50
Sísmico 1.10 2.30
constructivo 1.30 2.50
Los factores de seguridad contra el deslizamiento y capacidad de soporte obtenidos
mediante la utilización del software GGU-Stability , para el sistema entibación temporal
son dados en la Tabla 7.6.
Tabla 7.6 Factores de seguridad contra el deslizamiento y capacidad de soporte del suelo de
fundación obtenidos del muro de suelo apernado.
Factor deseguridad
EstadoConstructivo 1
EstadoConstructivo 2
EstadoConstructivo 3
Estado FinalEstático
Estado FinalSísmico
FSSL 33.09 16.78 10.49 10.49 7.83
FSH 9.59 4.57 4.19 4.19 3.95
De las Tablas 7.5 y 7.6, se logra verificar que el sistema de entibación es seguro contra
el deslizamiento y capacidad de soporte del suelo. Para el estado constructivo 3 y el
estado final estático se obtienen factores de seguridad contra el deslizamiento y
capacidad de soporte del suelo idéntico. Esto se debe a que en ambos casos se evalúael mismo muro gravedad equivalente.
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
92
7.5 Diseño de los anclajes inyectados
El diseño de los anclajes se realiza a partir de los resultados obtenidos de los análisis
de estabilidad desarrollados con el software GGU-Stability para el proyecto de
entibación temporal. Mediante este análisis se obtiene la carga y la longitud de los
anclajes necesaria para garantizar la estabilidad del sistema de entibación. En la Tabla
7.7 son dadas las cargas máximas de diseño para cada uno de los casos que se estudio
la estabilidad.
Tabla 7.7 Cargas de tracción últimas de diseño (kN).
Líneas deanclajes EstadoConstructivo 1 EstadoConstructivo 2 EstadoConstructivo 3 Estado FinalEstático Estado FinalSísmico1 125 135 140 135 175
2 ● 135 140 115 135
3 ● ● 140 115 135
4 ● ● ● 115 140
Como se puede observar de la Tabla 7.7 las máximas cargas de diseño sobre los
anclajes pasivos se desarrollan bajo el estado de carga sísmica.
En términos de estabilidad interna, los anclajes no deben exceder sus capacidades de
tracción y arranque. A continuación se verifica el diámetro y la longitud de los
anclajes inyectados.
7.5.1 Diámetro de bulbo
Para determinar el diámetro medio del bulbo se utiliza la siguiente expresión:
(7.1)
donde, Dd es el diámetro de perforación y es un coeficiente de inyección que
depende del tipo de inyección utilizada.
Los tipos de inyección comúnmente utilizados son:
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
93
Inyección global y única (IGU)
Inyección repetitiva y selectiva (IRS)
En éste caso el tipo de inyección de lechada a utilizar es el IGU, con lo cual, = 1.2.
En esta obra se perforó un diámetro igual a 0.15 m, pues se utilizó tricono. Con lo
anterior, se tiene que el diámetro medio de bulbo a considerar es igual a 0.18 m.
7.5.2 Longitud de bulbo
Para calcular la longitud de bulbo de los anclajes se utiliza un método de cálculo queconsidera parámetros constructivos, tales como: método de perforación y tipo de
inyección, los cuales dependen de la experiencia de cada empresa de perforación yson difíciles de estimar en forma teórica. Además, el método considera el tipo de suelo
y factores de seguridad definidos.
La longitud de bulbo se determina a partir del método desarrollado por Bustamante,
que correlaciona los valores N(SPT) del ensayo de penetración estándar, o la presión
límite del ensayo presiométrico, con la capacidad de fricción del suelo analizado.
Este método es usado ampliamente por la mayoría de las empresas de perforacionesde Chile y de Europa.
La longitud de Bulbo depende de los siguientes parámetros:
Diámetro de perforación. Tipo de lechada. Método de inyección de lechada.
Siendo todas estas variables definidas por la empresa especializada en la construcción
de anclajes.
Para determinar la longitud de los anclajes se utiliza la siguiente expresión:
(7.2)
donde, T u es la carga de tracción última del anclaje, Ds es el diámetro medio de bulbo,
Ls es la longitud de bulbo y qs es la capacidad de fricción que se ejerce a lo largo del
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
94
bulbo. Para estimar el parámetro qs se analizan los valores del ángulo de fricción
interna característicos de los estratos donde se ubicarán los bulbos.
Para determinar la carga admisible de tracción de las barras de acero en estado
último, se considera el 90% de la carga de fluencia de éstas. Para determinar la carga
admisible de tracción se utiliza la siguiente expresión:
(7.3)
donde, f y es la tensión de fluencia del acero y b es la sección de la barra de acero. Los
elementos de refuerzo son barras ANI A63-42, diámetro comercial igual a 25 mm.
Estas son barras de acero helicoidales para pernos de refuerzo, que aseguran una
carga admisible de tracción 180 kN. Por lo tanto, todas las líneas de anclajes no correnpeligro de fallar por tracción de las barras de acero.
En la Tabla 7.2 fueron dadas las longitudes de anclajes utilizadas en el diseño del
sistema de entibación, las que cumplen ampliamente con la estabilidad interna del
sistema.
Con estas longitudes inyectadas de los anclajes y considerando un factor de seguridad
igual a 1.5, las capacidades de arranque admisibles para los anclajes de 6.0 y 8.0 m de
longitud son 330 y 440 kN, respectivamente.
Las cargas que controlan el diseño de los anclajes son las cargas de tracción máximas
de diseño (135 kN para el caso estático y 175 kN para el caso sísmico). Luego, se
verifica que tanto la capacidad estructural de los anclajes (180 kN), como la capacidad
geotécnica (330-440 kN) cumplen con las solicitaciones bajo cargas estáticas y
sísmicas.
7.6 Diseño del muro de hormigón proyectado
Siguiendo el procedimiento recomendado por la Lazarte et al . (2003), descrito en elCapitulo 4, se diseña el muro de hormigón que sirve como protección superficial de lacara del talud (ver Tablas 7.8 y 7.9). Los materiales utilizados son:
Hormigón H-30Malla de acero electro soldada C257Barras de acero de sobre refuerzo
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
95
Tabla 7.8 Planilla de diseño del muro de hormigón proyectado (Parte 1).
Diseño conexión soil nailing
FHWA0-IF-03-017, pp 91-104
DATOS:
Tmax-serv 135.00 kN Carga de tracción límite de diseño (estado de carga estática)
Tmax-serv 175.00 kN Carga de tracción límite de diseño (estado de carga sísmica)
SH 1.50 m Espaciamiento horizontal entre anclajes
SV 1.80 m Espaciamiento vertical entre anclajes
f y 500.00 MPa Tensión de fluencia del material de refuerzo
f y(w-b) 420.00 MPa Tensión de fluencia del material de sobre refuerzo (waler bar)
f'c 25.00 MPa Resistencia a la compresión del hormigón
Dw 12.00 mm Diámetro barras de sobre refuerzo (waler bar)avm 514.00 mm2/m Area seccional del refuerzo en dirección vertical en el centro de la luz
ahm 514.00 mm2/m Area seccional de refuerzo en dirección horizontal en el centro de la luz
LBP 0.20 m Longitud placa de carga
CP 1.00 Factor de corrección que considera la contribución de CS del suelo
h 0.15 m Espesor del revestimiento
RESULTADOS:
T0 102.60 kN Carga de tracción de diseño en la cabeza del anclaje (estado de carga estática)
T0 133.00 kN Carga de tracción de diseño en la cabeza del anclaje (estado de carga sísmica)
CF 1.50 Factor que considera la no uniformidad de la presión del suelo
ρmin 0.200 % Cuantía mínima de acero de refuerzo
ρmax 1.364 % Cuantía máxima de acero de refuerzo
d 0.08 m Espesor medio del revestimientor 0.84 Factor de reducción de diámetro del sobre refuerzo que considera el límite de fluencia
Aw 79.80 mm2 Area barras de sobre-refuerzo (waler bar)
avn 620.40 mm2/m Area seccional del refuerzo en dirección vertical en la cabeza del anclaje
ahn 602.67 mm2/m Area seccional del refuerzo en dirección horizontal en la cabeza del anclaje
hC 0.15 m Profundidad efectiva superficie cónica
D'C 0.35 m Diámetro efectivo de la superficie de falla cónica
El hormigón H-30 asegura una resistencia a la compresión igual a 25 MPa. La malla deacero electro soldada es de tipo ACMA C257, que tiene una carga de fluencia igual a500 MPa y una cuantía de refuerzo igual a 257 mm2/m. Por motivos de seguridad,
para evitar el agrietamiento del hormigón, se utiliza doble malla ACMA C257, con loque se tiene una cuantía de refuerzo igual a 514 mm2/m, tanto en dirección verticalcomo horizontal. Además, en la zona de la cabeza del anclaje se utilizan cuatro barrasde sobre refuerzo diámetro nominal 12 mm, dos en dirección vertical y las dosrestantes en dirección horizontal. Estas barras se utilizan para redistribuir de mejorforma la carga en la zona donde el anclaje se conecta al revestimiento.
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Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
96
Tabla 7.9 Planilla de diseño del muro de hormigón proyectado (Parte 2).
Verificación de seguridad estática:
RFF 401.32 kN Capacidad de flexión del revestimiento
FSFF 3.91 CUMPLE Factor de seguridad para carga estática
VF 272.14 kN Fuerza de corte por punzonamiento
RFP 272.14 kN Capacidad de corte por punzonamiento
FSFP 2.65 CUMPLE Factor de seguridad para carga estática
Verificación de seguridad sísmica:
RFF 401.32 kN Capacidad de flexión del revestimiento
FSFF 3.02 CUMPLE Factor de seguridad para carga sísmica
VF 272.14 kN Fuerza de corte por punzonamiento
RFP 272.14 kN Capacidad de corte por punzonamiento
FSFP 2.05 CUMPLE Factor de seguridad para carga sísmica
Generalmente, los factores de seguridad contra la flexión y corte del revestimiento dehormigón son 1.35 bajo cargas estáticas y 1.10 bajo cargas sísmicas. Con lo calculado
en la Tabla 7.9 se verifica que el muro no falla por flexión o por corte.
En la Figura 7.10 se presentan dos detalles de considerados en el diseño del muro de
suelo apernado. Uno de estos son las barras de sobre refuerzo instaladas en la cabezadel anclaje para distribuir de mejor manera la carga que ése toma. Por otro lado, se
detalla el espesor y recubrimientos del muro de hormigón proyectado, además de la
disposición de la malla de refuerzo,
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 7. DISEÑO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
97
(a)
(b)
Figura 7.10 Detalles de diseño: (a) barras de sobre refuerzo en la cabeza del anclaje;(b) muro de hormigón proyectado (Lancuyen, 2010).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 8. CONSTRUCCION DE UN MURO DE SUELO APERNADO
98
Capítulo 8
CONSTRUCCION DE UN
MURO DE SUELO APERNADO
8.1 Impermeabilización del coronamiento
Se realiza la construcción de un sistema de impermeabilización en el sobre talud del
muro de suelo apernado para evitar la infiltración de agua detrás del muro. Se utilizamalla hexagonal galvanizada (1” x 1 x 25 m). Para asegurar que la malla no se desplace
una vez instalada, ésta se ancla tanto al muro de mampostería existente, como al
terreno a través de pernos de anclaje (barras de acero ranuradas, con diámetro
nominal 8 mm y longitud 50 cm). Una vez instalada la malla hexagonal, se aplica una
capa de hormigón proyectado de 5 cm de espesor.
Con la construcción del sistema de protección superior se evita que el agua que caiga
y/o escurra por el sobre talud pueda infiltrar por detrás del muro de suelo apernado
pudiendo ocasionar la socavación de éste. Otro gran problema que puede causar el
agua detrás del muro es la presión hidrostática y/o hidrodinámica, producto del flujode agua con diferencia de carga hidráulica. No se realiza sistema de drenaje interior
del muro de suelo apernado, ya que no se percibe la presencia del nivel freático en el
talud.
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 8. CONSTRUCCION DE UN MURO DE SUELO APERNADO
99
(a) (b)
Figura 8.1 Sistema de impermeabilización del sobre talud: (a) instalación de malla
hexagonal galvanizada; (b) aplicación de hormigón proyectado (Lancuyen, 2010).
8.2 Excavación del terreno
La excavación en corte y perfilamiento del terreno se realiza con la geometría del
proyecto. Generalmente, las excavaciones son realizadas con profundidades de 1.0
hasta 2.0 m, en función del tipo de suelo que se debe reforzar (ver Tabla 8.1). El
material a ser excavado y posteriormente reforzado, debe presentar una cohesión
mínima efectiva de 10 kPa para mantenerse estable. En general, los suelos con
capacidad de ser apernados corresponden a arenas cementadas, arenas húmedas con
cohesión capilar, arcillas consolidadas, suelos residuales provenientes de la
meteorización de rocas. En arcillas sobreconsolidadas, las alturas de excavación
pueden ser superiores a 2.0 m (Bruce y Jewell, 1986). Para cortes verticales, Gassler
(1990) y Clouterre (1991) recomiendan profundidades de cada etapa de excavación
en función del tipo de suelo.
Cuando es posible, se recomienda inclinar la cara del talud, con esto se reduce
considerablemente la armadura de refuerzo (Dringenberg y Craizer, 1992). Lima
(2000) recomienda una leve inclinación de 5 a 10º del muro de revestimiento con
respecto al eje vertical, para obtener mayor estabilidad general del conjunto en la fase
constructiva. Otro procedimiento que se puede considerar para minorar los
desplazamientos del talud durante las etapas constructivas, es la realización de las
excavaciones por tramos, ejecutando bermas o nichos (ver Figura 8.3).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 8. CONSTRUCCION DE UN MURO DE SUELO APERNADO
100
Figura 8.2 Construcción de estructuras de suelo apernado. Etapas
ejecutadas con equipos mecánicos (Zirlis et al., 1999).
Las plataformas de trabajo de cada nivel se deben ejecutar con un ancho mínimo de
2.0 a 3.0 m en caso de iniciarse simultáneamente la excavación de la plataforma
siguiente, mientras aún se ejecutan trabajos en la anterior. Esta restricción se debe
mantener hasta que transcurran al menos 24 horas de ejecutado el muro de hormigón
proyectado de la línea superior. El talud a mantener entre la plataforma de trabajo
actual y la del nivel sucesivo inferior debe ser ejecutado con un ángulo mínimo de 45°
(Lancuyen, 2010).
Las etapas de corte y perfilamiento del talud se realizan mecánicamente con un
equipo convencional de movimiento de tierras (Excavadora Caterpillar 3200). Todaslas etapas de excavación se realizan con una altura de 1.8 m (igual al espaciamiento
vertical entre pernos) y un avance horizontal por tramos de 6.0 m, con el propósito de
mantener la estabilidad local de la etapa de excavación (Figura 8.4).
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Capítulo 8. CONSTRUCCION DE UN MURO DE SUELO APERNADO
101
Tabla 8.1 Profundidad de excavación en función del tipo de suelo
(Gassler, 1990; Clouterre, 1991).
Tipo de suelo Altura de excavación en cortes verticales (m)
Gravas 0,5 (con cohesión aparente)
1,5 (cementadas)
Arenas 1,2 (medianamente compactadas, con cohesión aparente)
1,5 (compactadas, con cohesión aparente)
2,0 (cementadas)
Arcillas 1,5 (normalmente consolidadas)
2,5 (sobreconsolidadas)
Limos 1,2 (con cohesión aparente)
2,0 (en función del contenido de humedad, 7 – 15 %)
Figura 8.3 Excavación por tramos: (a) etapas de excavación por tramos (Lazarte et al .,
2003); (b) ejecución de excavación central con dos bermas de equilibrio (Lima, 2007).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 8. CONSTRUCCION DE UN MURO DE SUELO APERNADO
102
Figura 8.4 Etapa de excavación y perfilamiento del talud (Lancuyen, 2010).
8.3 Perforación del terreno
La perforación del terreno se realiza con una máquina perforadora Comacchio MC
600. Debido a la composición del terreno éste presenta zonas con mayor dureza, se
utiliza tricono. El tricono es un dispositivo que se instala al final del vástago de
perforación por medio de una barra API 3/8”, para que rompa, corte y muela el
material que conforma el talud mientras se perfora. El tricono es una barra hueca que
permite el paso del fluido de perforación, que sale a chorros por las puntas
intercambiables. Se utiliza aire como fluido de perforación, el cual es inyectado a una
presión igual a 8.0 bar (800 kPa). El aire a presión ayuda a expulsar el detritus
(material molido) hacia la superficie. Con esto se reduce el tiempo de perforación.
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 8. CONSTRUCCION DE UN MURO DE SUELO APERNADO
103
Figura 8.5 Etapa de perforación del terreno (Lancuyen, 2010).
Cabe destacar que antes de realizar las perforaciones del terreno se instaló la malla de
refuerzo (ACMA C257). Esto se realiza para asegurar que no ocurran fallas locales en
la etapa de excavación del talud, ya que tendían a deslizarse bloques pequeños de
suelo cada vez que se excavaba. La razón de esto fue la disminución de la cohesión
efectiva debido a pérdida de humedad del suelo. Además, las maniobras de
perforación inducen vibración del suelo.
8.4 Instalación e inyección de anclajes
Posterior a la perforación del terreno se introducen las barras de acero de diámetro
nominal 25 mm. La barra lleva sus respectivos centralizadores plásticos para evitar el
contacto directo de ésta con el suelo (Figura 8.6). Los elementos de refuerzo pueden
ser instalados con un cierto ángulo de inclinación dentro de un rango de 5 a 20º
respecto al eje horizontal, con motivo de inducir mayor aporte de esfuerzos de
tracción.
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Capítulo 8. CONSTRUCCION DE UN MURO DE SUELO APERNADO
104
Figura 8.6 Centralizador de PVC atado a la barra de acero (Porterfield et al ., 1994).
La inyección de la lechada de cemento se realiza con una relación agua/cemento igual
a 0.50. Se utiliza cemento de alta resistencia. La presión de inyección es igual a 10 bar
(1.0 MPa), con lo que se asegura que la capacidad de arranque sea similar al valorconsiderado en el diseño.
8.5 Muro de hormigón proyectado
La ejecución del muro de hormigón proyectado comienza con la aplicación de una
delgada capa de hormigón en la superficie del terreno para que sirva como
emplantillado y poder así instalar la malla de refuerzo de forma limpia. Esta capa
generalmente es de 2.0 a 3.0 cm de espesor (Lancuyen, 2010).
Posteriormente se instalan las mallas de refuerzo exterior e interior (incluyendo
separadores). Con motivo de evitar la falla por flexión o corte (punzonamiento), se
ejecuta una armadura especial en la zona de la placa de carga para distribuir de forma
óptima la carga del perno de suelo en el muro. Luego se comienza con la aplicación del
hormigón proyectado por vía seca. El espesor del muro para este proyecto fue igual a
15 cm.
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Capítulo 8. CONSTRUCCION DE UN MURO DE SUELO APERNADO
105
Figura 8.7 Etapa de instalación malla de refuerzo (Lancuyen 2010).
Figura 8.8 Etapa de aplicación del hormigón proyectado por vía seca (Lancuyen 2010).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 8. CONSTRUCCION DE UN MURO DE SUELO APERNADO
106
El hormigón proyectado se aplica por vía seca debido a que este método permite la
interrupción y reinicio sin pérdidas de material y tiempo en la limpieza del equipo. La
energía de proyección produce la óptima compactación del hormigón y colabora en su
resistencia.
El hormigón proyectado debe cumplir las especificaciones respecto al tipo de
cemento, dosificación, granulometría y resistencia según se indica en los planos y
memoria de cálculo del proyecto.
El cemento que se emplea para la preparación del hormigón es de alta resistencia
(tipo Polpaico 400 o de similares características). Se recomienda que los áridos a
utilizar estén dentro de las bandas granulométricas dadas en la Tabla 8.2.
Tabla 8.2 Bandas granulométricas recomendadas para el hormigón proyectado
(Lancuyen, 2010).
TAMIZ PORCENTAJE EN PESO QUE PASA
(mm) (ASTM) Graduación N°1 Graduación N°2
12.5 1/2 - 100
10 3/8 100 90 – 100
5 N° 4 95 – 100 70 – 85
2.5 N° 8 80 – 100 50 – 70
1.25 N° 16 50 – 85 35 – 55
0.63 N° 30 25 – 60 20 – 35
0.315 N° 50 10 – 30 8 – 20
0.160 N° 100 2 - 10 2 – 10
En el proyecto se ha selecciona la banda granulométrica con graduación N°1, para
disminuir el porcentaje de rebote de la mezcla, además mejora la trabajabilidad de la
mezcla.
El agua debe cumplir requisitos de NCH 1498, debe ser limpia y libre de sustancias
que puedan dañar el hormigón o el acero de refuerzo.
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 8. CONSTRUCCION DE UN MURO DE SUELO APERNADO
107
El hormigón es dosificado para obtener una resistencia nominal equivalente H-30. En
la Tabla 7.3 se indica una dosificación referencial.
Tabla 8.3 Dosificación referencial para el hormigón proyectado (Lancuyen, 2010).
MATERIAL CANTIDAD / m3
Cemento alta resistencia (Polpaico 400 o similar) 450 kg
Agregados 1640 kg
Agua 239 l
Aditivo plastificante retardador (Adiplast 21 o similar) 1580 cc
Figura 8.9 Construcción finalizada del muro de suelo apernado (Lancuyen, 2010).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 9. EVALUACION POST-TERREMOTO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
108
Capítulo 9
EVALUACION POST-TERREMOTO
DE UN MURO DE SUELO APERNADO
9.1 Terremoto Concepción-Maule, 2010
El terremoto Concepción-Maule de 2010 ha sido uno de los desastres naturales más
grandes en Chile y el mundo. El sismo ocurrido el sábado 27 de febrero de 2010, a las03:34:17 hora local, alcanzó una magnitud, 8.8 Mw. El epicentro se ubicó frente a lazona costera chilena, 43 km al suroeste de la localidad de Cobquecura, y a 35 km de
profundidad bajo la corteza terrestre (Barrientos, 2010; Boroschek et al ., 2010). Elsismo tuvo una duración de 2 minutos y 45 segundos. Fue percibido en gran parte
del Cono Sur con distintas intensidades, y en lugares como Buenos Aires y SaoPaulo por el oriente.
Una de las ciudades más afectadas por el evento sísmico en la región del Bío-bío fueConcepción, que sufrió graves daños en las viviendas, edificios e infraestructura.
Según informó el Ministerio de Obras Públicas un total de 1200 puntos de
infraestructura en todo el país fueron afectados y requieren de reparación. El costo dedichas reparaciones se estimó en unos 1200 millones de dólares y el periodo en el que
se llevarían a cabo en un periodo de tres a cuatro años.
El Servicio Sismológico de Chile cuenta con un variado número de instrumentos para
registrar las aceleraciones del terreno producidas por eventos sísmicos ocurridos en
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ANALISIS Y DISEÑO DE UNA EXCAVACION APERNADA
EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 9. EVALUACION POST-TERREMOTO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
109
el país. En la Tabla 9.1 son dadas las aceleraciones preliminares registradas para esteterremoto.
Tabla 9.1 Aceleraciones máxima del terreno (Barrientos, 2010).
Localidad Aceleraciónmáxima horizontalN-S
Aceleraciónmáxima horizontalE-W
Aceleraciónmáxima vertical
Cerro El Roble,Santiago
0.19g 0.13g 0.11g
Campus Antumapu,Santiago
0.23g 0.27g 0.17g
Cerro Calan, Santiago 0.20g 0.23g 0.11g
Colegio Concepción,Concepción
0.65g 0.58g 0.60g
9.2 Investigación previa del mecanismo de falla
Respondiendo a la necesidad de entender de mejor forma la estabilidad y el
mecanismo de falla de estructuras de contención de suelo apernado bajo cargassísmicas, se han realizado una serie de investigaciones con respecto al tema (Stocker
et al ., 1979; Shen et al ., 1981; Schlosser, 1989; Tufenkjian y Vucetic, 1992; Tufenkjian,1993; Vucetic, 1991 y 1996; Tufenkjian y Vucetic, 2000; Gassler, 2007).
Debido a la falta de observaciones a escala real de fallas y correspondientes
mecanismos de falla bajo condiciones estáticas y dinámicas, actualmente no hay unconsenso entre los ingenieros sobre cual modo de falla es el más realista entre los
cuatro modos presentados en la Figura 9.1.
9.2.1 Modelo investigado
Los ensayos fueron realizados en el Centro de Investigación de Centrifuga Geotécnicadel Instituto Politécnico de Rensselaer (RPI), en una centrífuga de 3.0 m de radio
sometida a una aceleración de 50g (Elgamal et al ., 1991).
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Capítulo 9. EVALUACION POST-TERREMOTO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
110
La geometría e instrumentación típica es presentada en la Figura 9.2. El factor deescala en todos los ensayos fue igual a 50.
Figura 9.1 Superficies de falla utilizadas para el análisis de estructuras de suelo apernado:(a) método Alemán; (b) método Davis; (c) método Francés; (d) método Caltrans.
La instrumentación incluyó tres sensores de desplazamiento, etiquetados como LVDTen la Figura 9.2, y cuatro acelerógrafos, etiquetados como ACC. Los LVDT 1 y 2registraron los movimientos laterales de las líneas de anclajes superior e inferior,
respectivamente, y por lo tanto, también registraron la traslación y rotación delrevestimiento. El LVDT 3 registró los asentamientos de la parte posterior del muro. El
acelerógrafo ACC1 fue utilizado para medir la entrada de aceleración de excitaciónasignada.
Los acelerógrafos ACC 2, 3 y 4 midieron las aceleraciones generadas en distintas
localidades de la masa de suelo. Los modelos fueron hechos con una arena sílice contamaños de grano entre 0.05 y 0.3 mm. El peso unitario y contenido de humedad
promedios de la arena durante los ensayos fue 14.0 kN/m 3 y 7.5%, respectivamente.Ensayos de corte directo en probetas de arena indicaron un ángulo de fricción internay cohesión iguales a 36º y 7.2 kPa, respectivamente.
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111
Figura 9.2 Geometría e instrumentación de la excavación apernada modelo:(a) sección longitudinal; (b) sección lateral; unid: mm (Tufenkjian, 1993; Vucetic et al ., 1993).
Para el factor de escala de 50, la altura de la excavación modelo (152 mm) representó
una excavación apernada de 7.6 m de altura con anclajes pasivos inyectados. Fueronensayados los efectos de dos importantes características de estructuras de sueloapernado: la longitud de los anclajes (expresada en términos de un índice de longitud,L/H , donde L es la longitud del anclaje y H es la altura de la excavación), y la rigidezaxial y flexural de los anclajes. En la Tabla 9.2 son dadas tres distintas longitudes de
anclajes (corto, medio y largo) y dos rigideces distintas axial y flexural (regular ypequeña) que fueron estudiadas.
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112
Tabla 9.2 Características de los anclajes modelo.
Longitud de anclajes Rigidez de anclajes Rango de amplitud de
Número Longitud Índice Axial Flexural aceleración horizontal
modelo L L/H EA EI de sacudida (g)
1 corto 0.33 regular regular 0.10
2 medio 0.67 regular regular 0.10 - 0.45
3 largo 1.00 regular regular 0.10 - 0.45
4 medio 0.67 baja baja 0.10 - 0.45
Los anclajes del modelo 2 corresponden aproximadamente a los anclajes pasivos
inyectados prototipos recomendados en la práctica (Bruce y Jewell, 1986 y 1987).
El modelo de revestimiento fue idéntico para todos los ensayos y representa un
revestimiento prototipo relativamente fuerte y rígido. Es importante notar que laconexión entre el anclaje y el revestimiento fue diseñada para soportar todo el
proceso del ensayo dinámico, y la capacidad de arranque y rigidez de momento de laconexión fueron los suficientemente grandes para preservar el ángulo recto dado
inicialmente entre los anclajes y el revestimiento.
Los anclajes de los modelos 1, 2 y 3 fueron hechos de barras de policarbonato plásticorellenas con vidrio, y en el modelo 4 fueron hechos de un cable de acero fuerte pero
flexible. El revestimiento en todos los cuatro ensayos fue hecho de delgados tablerosde plexiglass.
Cada modelo fue sometido a varios ensayos dinámicos de sacudida consecutivos, conexcepción del modelo 1 (anclajes cortos), el cual falló durante un solo ensayo. En la
Tabla 9.3 son dadas las secuencias dinámicas de cada ensayo. Una secuencia dinámicaconsistió en sacudir horizontalmente el modelo a 50g con aproximadamente 10 ciclos
de aceleración sinusoidal con una frecuencia modelo de 100 Hz. Este modelo defrecuencia corresponde a una frecuencia prototipo de 2 Hz. Las amplitudes de lasaceleraciones de excitación aplicadas en cada ensayo son dadas en la Tabla 9.3 con los
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113
índices promedio de rotación y desplazamiento hacia fuera debido al balanceo delrevestimiento. Es importante notar que 10 ciclos de aceleración horizontal igual a 0.1g
corresponden a un sismo relativamente fuerte, así como 10 ciclos de 0.28 y 0.43gcorresponden a un sismo extremadamente fuerte.
La Figura 9.3a muestra el registro de aceleraciones aplicado durante la secuencia
dinámica 2-2 del modelo 2, que es representativa de las secuencias dinámicas para losotros modelos. La Figura 9.3a muestra la entrada de aceleración registrada en eltiempo por el acelerógrafo ACC1, y la Figura 9.3b muestra los correspondientes
desplazamientos registrados en el tiempo por los tres sensores LVDT.
Figura 9.3 Entrada de aceleración y desplazamientos del Modelo 2, Secuencia dinámica 2-2:(a) entrada de aceleración registrada en el tiempo por el acelerógrafo ACC1; (b) registro de
desplazamientos en el tiempo por los tres sensores LVDT (Tufenkjian y Vucetic, 2000).
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114
Tabla 9.3 Lista de secuencias dinámicas y movimientos promedio del revestimiento.
Modelo Secuencia dinámica Índice de longitud Amplitud de Índice promedio de Índice promedio de
L/H aceleración rotación debido al desplazamiento debido
horizontal, g ROCKING del al SWAY del
revestimiento, x10-3 º/s revestimiento, mm/s
1 1-1 0.33 0.1 a a
2 2-1 0.67 0.1 0.34 0.018
2-2 0.67 0.28 5.1 0.323
2-3 0.67 0.43 2.62 0.381
2-4 0.67 0.46 a a
3 3-1 1 0.1 0.3 0.013
3-2 1 0.28 2.08 0.19
3-3 1 0.43 2.18 0.28
3-4 1 0.43 1.56 0.16
3-5 1 0.43 1.07 0.12
3-6 1 0.43 0.77 0.1
3-7 1 0.43 0.72 0.11
3-8 1 0.43 0.56 0.12
3-9 1 0.43 0.61 0.15
3-10 1 0.43 0.44 0.24
3-11 1 0.43 a a
4 4-1 0.67 0.1 0.2 0.0075
4-2 0.67 0.25 3.77 0.193
4-3 0.67 0.43 a a
a: la instrumentación se salió del rango durante el colapso del Modelo.
Como se indica en la Tabla 9.3, los modelos fueron sacudidos con una serie de ciclosde aceleración con 0.1g de amplitud durante la primera secuencia dinámica. Esto fueseguido por una segunda secuencia dinámica con amplitudes entre 0.25 y 0.28g, y
luego por secuencias dinámicas con amplitudes entre 0.43 y 0.48g hasta que ocurrió lafalla completa. La Tabla 9.3 también indica el número de secuencias dinámicas
requeridas para completar la falla de cada modelo. La falla completa fueselectivamente definida como la ocurrencia de superficies de falla que fueron
claramente visibles a través de un sistema de monitoreo por video montado sobre laplataforma centrífuga.
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115
9.2.2 Desplazamientos debido a la sacudida horizontal
Como muestra la Figura 9.3b, los modelos respondieron a la excitación en la basedurante una secuencia dinámica por movimientos laterales y rotación simultáneos de
la masa de suelo apernada, y asentamientos verticales de la superficie del terrenodetrás del revestimiento. Los movimientos laterales permanentes hacia fuera son
evidencia de los desplazamientos horizontales acumulados de los anclajes superiorese inferiores. La rotación hacia fuera de la masa de suelo apernada es evidencia de los
grandes desplazamientos laterales del anclaje superior relativo al anclaje inferior.Además, la acumulación de asentamiento en la superficie del terreno detrás delrevestimiento es concordante con los movimientos hacia fuera del revestimiento y la
masa de suelo apernada.
Los desplazamiento registrados por los sensores LVDT 1 y 2 se utilizaron paracalcular el desplazamiento lateral promedio (SWAY) y desangulación (ROCKING) de la
masa de suelo apernada, que a la vez facilitan la evaluación de los movimientos haciafuera y mecanismo de falla del sistema completo.
El SWAY fue estimado como el promedio de los desplazamientos laterales registradospor los sensores LVDT 1 (anclaje superior) y 2 (anclaje inferior), que representa la
traslación del revestimiento en un punto medio entre los dos sensores. El ROCKING
fue estimado por la diferencia entre los desplazamiento registrados por los sensoresLVDT 1 (anclaje superior) y 2 (anclaje inferior) y dividido por la distancia verticalentre los dos instrumentos (76 mm). La Figura 9.4 muestra el SWAY y ROCKING delmodelo 2 durante la secuencia dinámica 2-2.
En las últimas dos columnas de la Tabla 9.3 son dados los índices promedio deROCKING y SWAY para todas las secuencias dinámicas, excepto para las situadas al
final del ensayo cuando se completó la falla. Estos índices de rotación ydesplazamiento fueron calculados como un promedio sobre la secuencia dinámica
completa. Se puede observar que en los modelos 2, 3 y 4, los índices de ROCKING y
SWAY del revestimiento durante la primera secuencia dinámica (2-1, 3-1 y 4-1,respectivamente) fueron menores que los índices durante la segunda secuencia
dinámica (2-2, 3-2 y 4-2, respectivamente). Esto es de esperar, ya que las amplitudesde aceleración durante la segunda secuencia dinámica fueron mayores que en la
primera. Durante la tercera secuencia dinámica para el modelo 2 (2-3), el ROCKINGfue menor que en la secuencia dinámica anterior, mientras que el SWAY delrevestimiento fue mayor, indicando que a medida que el sistema se aproxima a la falla,
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116
la rotación hacia fuera disminuye y el desplazamiento hacia fuera aumenta. La mismatendencia puede ser observada para el modelo 3 entre las secuencias dinámicas 3-6 y
3-10.
Figura 9.4 Respuesta de SWAY y ROCKING del modelo 2, Secuencia dinámica 2-2:(a) SWAY; (b) ROCKING (Tufenkjian y Vucetic, 2000).
Las Figuras 9.5 y 9.6 muestran los movimientos de la masa de suelo apernada durantelos ensayos dinámicos, registrados por los sensores LVDT 1 y 2. Para un mejor efecto
visual, la escala horizontal ha sido aumentada cinco veces la escala vertical. Lascorrespondientes amplitudes de aclaración y números de secuencia dinámica son
especificadas en la parte superior de cada gráfico.
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117
Figura 9.5 Desplazamiento y rotación hacia fuera del revestimiento para los Modelos 1 y 2(Tufenkjian y Vucetic, 2000).
Figura 9.6 Desplazamiento y rotación hacia fuera del revestimiento para los Modelos 3 y 4(Tufenkjian y Vucetic, 2000).
Las líneas discontinuas corresponden a la posición del revestimiento (y por lo tanto, laposición de la masa de suelo apernada) durante los ensayos dinámicos. Cabe destacar
que en algunas secuencias dinámicas, las líneas discontinuas no fueron lineales,presentando algo de curvatura del revestimiento durante la sacudida. Sin embargo,sólo puede ser trazada una representación lineal debido a que los desplazamientosfueron medidos sólo en dos puntos a lo largo del revestimiento.
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118
Vale la pena notar que los movimientos de la masa de suelo apernada durante laprimera secuencia dinámica para los modelos 2,3 y 4 fueron apenas perceptibles y por
ello no son presentados en las Figuras 9.5 y 9.6. Los modelos con longitudes medias ylargas de anclajes, respectivamente, fueron evidentemente afectados muy poco por
sacudidas con amplitudes de aceleración 0.1g. En cuanto al comportamiento bajoamplitudes de aceleración mayores (0.25g y más), los movimientos del revestimientoen los modelos 2, 3 y 4 confirman la tendencia general de desplazamientopermanentes debido al ROCKING y SWAY del revestimiento.
Los movimientos iniciales del revestimiento en todos los modelos pueden sercaracterizado por una rotación hacia fuera sobre la parte más baja del modelo de
excavación seguido por un movimiento de traslación predominante. Se debe notar quela rotación inicial típicamente ocurrió alrededor del punto de contacto de la línea
inferior de anclajes y revestimiento. Esta etapa de doble movimiento de la masa desuelo apernada se describe en detalle más adelante.
9.2.3 Mecanismo de falla dinámica en cada modelo
Una relativa imagen del mecanismo de falla de cada modelo fue obtenida analizando la
siguiente información:
1. Los desplazamientos registrados con respecto a las aceleraciones en cadasecuencia dinámica.
2. Las magnitudes de rotación debido a la desangulación relativa aldesplazamiento lateral promedio de la masa de suelo apernada.
3. Las grabaciones de video tomadas durante los ensayos con cámaras montadassobre la plataforma centrífuga.
4. Las observaciones post-ensayos de centrífuga y mediciones de las superficie defalla finales completamente desarrolladas.
Las observaciones y mediciones post-ensayos de centrífuga consistieron de la
excavación completa de cada modelo a lo largo de varios planos horizontales yverticales. Estas disecciones revelaron el patrón de deformaciones externas e internas
de la masa de suelo apernada, posiciones relativas y formas de los anclajes yrevestimiento, y formas y localizaciones de las superficies de falla.
Modelo 1: Anclajes cortos y rigidez regular . En el modelo 1, la rotación y movimientosde traslación predominantes del revestimiento ocurrieron durante sólo el lapso de la
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119
primera secuencia dinámica con amplitud de excitación 0.1g (Figura 9.5). Este nivel yduración de sacudida fue los suficientemente fuerte para causar el colapso total del
modelo. Al ser reforzada por anclajes relativamente cortos, la masa de suelo apernadaparecía un alto y esbelto muro de contención. Bajo las fuerzas inerciales aplicadas no
fue suficiente la capacidad de los anclajes de la parte inferior detrás de la superficie defalla. Por lo tanto, el sistema rotó fácilmente, desplazándose lateralmente, ycolapsando en sólo pocos ciclos de sacudida.
Figura 9.7 Fotografía del modelo de excavación después del ensayo y un boceto de lascondiciones de falla impuestas para el modelo 1 (Tufenkjian y Vucetic, 2000).
La Figura 9.7 presenta una fotografía del modelo de excavación después del ensayo yun boceto de las condiciones de falla impuestas. Se puede observar que la falla
envuelve dos bloques deslizantes distintos delineados por dos superficies de falla. Unode los bloques está esencialmente compuesto de la masa de suelo apernada, mientras
que el otro es una cuña de suelo no reforzada detrás del primer bloque. La superficiede falla es aproximadamente bi-lineal y se forma el límite entre los bloques y el suelo
intacto detrás de la masa apernada. Esta superficie de falla se compone de dos partes,una parte lineal superior y una parte con leve curvatura inferior. La otra superficie de
falla es pseudo-vertical y separa los dos bloques.
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Modelos 2 y 4: Longitud de anclajes media, de rigidez regular (modelo 2) y baja (modelo
4). Los patrones de falla de los modelos 2 y 4 son mostrados en la Figura 9.8. Estos
mecanismos de falla son bastante idénticos y similares al del modelo 1. En amboscasos la masa de suelo en movimiento se divide en dos bloques delimitados por dos
superficies de falla. Sin embargo, a diferencia del modelo 1 con anclajes cortos, losanclajes más largos en los modelos 2 y 4 inducen a que se movilice un mayor bloquereforzado.
Figura 9.8 Fotografía del modelo de excavación después del ensayo y un boceto de lascondiciones de falla impuestas para los modelos 2 y 4 (Tufenkjian y Vucetic, 2000).
La línea de anclajes de la parte inferior penetra más en la masa de suelo detrás de la
superficie de falla y aumenta la capacidad de anclaje durante la primera y segundasecuencia dinámica. Esto es evidente en la Figuras 9.5 y 9.6, las que muestran que
durante la segunda secuencia dinámica el movimiento del revestimiento seguía siendopredominantemente rotacional. Solo después de la aplicación de amplitudes deaceleración mayores durante la tercera secuencia dinámica (0.43g) las fuerzas de
tracción en la línea de anclajes de la parte inferior se hicieron insuficientes,permitiendo que ocurrieran mayores desplazamientos. En efecto, después de sólo
pocos ciclos con aceleración igual a 0.43g, continuó la rotación al mismo tiempo quelos desplazamientos laterales. Esto se presenta particularmente bien para el modelo 4,
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121
el cual falló completamente al principio de la cuarta secuencia dinámica. Además, sepuede concluir que sólo cuando la capacidad de los anclajes de la parte inferior se vio
excedida y comenzaron a desarrollarse grandes desplazamiento laterales, sedesarrollo completamente la superficie de falla bi-lineal.
El modelo 4 fue ensayado para investigar el efecto de la rigidez flexural de los anclajes
sobre la estabilidad de sistemas de suelo apernado. En este ensayo los anclajes fueronhechos de un material que es considerablemente más flexible que los anclajes delmodelo 2. Sin embargo, los resultados del ensayo indicaron que ambos modelos
fallaron después de secuencias similares de ciclos de aceleración. Como se anotó en laTabla 9.3, el modelo 2 falló durante la cuarta secuencia dinámica (2-4), y el modelo 4
falló durante la tercera secuencia dinámica (4-3). Aparentemente, el modelo 2 fuelevemente más resistente que el modelo 4. La diferencia post-falla visible entre los dos
modelos fue que la superficie de falla entre los dos bloques fue más claramente visibleen el modelo 2 que en el modelo 4. Por lo tanto, los ensayos indicaron que la reducción
de la rigidez flexural de los anclajes no reduce significativamente su estabilidad, nitampoco altera su mecanismo de falla.
Modelo 3: Anclajes largos y rigidez regular . Los mismos movimientos predominantesde rotación y traslación de los modelos 1, 2 y 4, fueron observados para el modelo 3
(ver Figura 9.6). La superficie de falla completamente desarrollada se muestra en la
Figura 9.9, siendo la forma también similar a la de los otros modelos. Otra vez, lamasa de suelo en movimiento se divide en dos bloques delimitados por dossuperficies de falla. Sin embargo, la Tabla 9.3 y la Figura 9.6 indican que los anclajes
más largos permiten la continuación de importante rotación en la tercera, cuarta yquinta secuencia dinámica (3-3, 3-4 y 3-5), y los movimientos de traslación que llevan
a completar la falla comienzan a dominar sólo después de la séptima secuenciadinámica.
La resistencia del modelo 3 puede sin dudas ser atribuida a la mayor longitud de losanclajes. Los anclajes más largos mantienen unidos un gran volumen de suelo
causando que la parte inferior de la superficie inclinada sea mayor y tambiéninclinada con un ángulo mayor. Por lo tanto, la capacidad de fricción a lo largo de
esta superficie de falla aumenta significativamente, aparentemente mucho mayor quelas fuerzas horizontales inerciales debido al aumento de la masa de suelo enmovimiento. Adicionalmente, la estabilidad fue incrementada por una mayor
capacidad de arranque de la línea de anclajes inferior, la cual se extendió más en lamasa de suelo más allá de la superficie de falla.
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Figura 9.9 Fotografía del modelo de excavación después del ensayo y un boceto de lascondiciones de falla impuestas para el modelo 3 (Tufenkjian y Vucetic, 2000).
9.2.4 Mecanismo de falla dinámica común
De las observaciones anteriores del comportamiento individual de los modelos, esevidente que en los cuatro casos el patrón de movimientos y mecanismos de falla son
marcadamente similares. Independiente de las diferentes longitudes y rigideces de losanclajes, los modelos compartieron varias características similares en términos de surespuesta a fuertes sacudidas y geometría de la falla.
En la Figuras 9.7, 9.8 y 9.9, se puede notar que el patrón de falla completo en los
cuatro modelos incluyó dos bloques deslizantes. El bloque más grande se componeesencialmente de la masa de suelo reforzada, mientras que el bloque más pequeño es
una cuña de suelo no reforzada localizada detrás del bloque mayor. El bloque menorse asemeja a una cuña de empuje activo del terreno. Estos dos bloques sondelimitados por dos superficies de falla. La primera superficie separa completamente
la masa de suelo reforzada del suelo detrás de ésta. Esta superficie es inclinada yaproximadamente bi-lineal. La segunda superficie de falla es pseudo-vertical y divide
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123
los dos bloques. Además, en la Tabla 9.3 y las Figuras 9.5 y 9.6, se evidencia que en loscuatro modelos los movimientos de la masa de suelo apernada son inicialmente
rotacionales, y a medida que continúa la sacudida, comienza a predominar latraslación.
Es evidente que el comportamiento y patrón de falla de todos los modelos fue
definido por los roles que jugaron cada línea de anclajes (Figuras 9.5 a la 9.9). En loscuatro modelos, las dos líneas superiores de anclajes crearon un bloque de sueloreforzado. Los anclajes de la línea inferior actuaron predominantemente como
mecanismo de anclaje. El sistema de suelo apernado pivoteó cerca del contacto entrela línea inferior de anclajes y el revestimiento durante la sacudida. A medida que
continúo la sacudida, la capacidad de arranque de la línea inferior de anclajes fueeventualmente alcanzada, permitiendo que ocurrieran desplazamientos importantes
de la masa de suelo apernada. Después de esto, se observó que la masa de suelo semovió hacia fuera y hacia abajo deslizándose sobre una superficie de falla
aproximadamente bi-lineal. Estos granes desplazamiento causaron una reducción delas tensiones laterales en la masa de suelo detrás del bloque en movimiento, lo cualpermitió la creación de una cuña de empuje activo.
9.3 Observaciones post-terremoto
Las estructuras de suelo apernado son sistemas con alta flexibilidad, ofreciendo una
inherente ventaja con respecto a las grandes deformaciones y la alta capacidadsísmica que pueden desempeñar.
Observaciones in-situ realizadas por Felio et al . (1990), después del terremoto deLoma Prieta, California en 1989, de magnitud 7.1 Mw, en ocho muros de suelo
apernado, plantearon el importante interés en el uso potencial de la tecnología paraconstruir en zonas sísmicas. Los muros de suelo apernado con alturas entre 2.70 y9.80 m, fueron sometidos a una detallada inspección visual post-terremoto, y enalgunos casos, los anclajes volvieron a ser ensayados después del terremoto. Ninguno
de los muros mostró signos de peligro, incluso aunque se localizaban en zonas conbastante daño sísmico. Por ejemplo, un muro de 4.6 m de altura localizado en la
Universidad de California, Campus Santa Cruz, aproximadamente a 18 km delepicentro del terremoto, tuvo una aceleración horizontal del terreno estimada en
0.47g.
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124
Felio et al. (1990) concluyeron que el excelente desempeño de los muros se puedeatribuir al diseño conservador de estos, generalmente al análisis de estabilidad, el cual
es principalmente resultado del mecanismo de falla supuesto, siendo estos losmétodos Alemán y Davis.
Después del terremoto de Kobe, Japón en 1995, de magnitud 7.2 Mw, Tatsuoka et al .
(1996), observaron que un gran número de muros de contención del terrenoconvencionales fueron seriamente dañados, mientras que siete estructuras de sueloapernado tuvieron un buen desempeño. Las estructuras tenían alturas entre 4.0 y 7.0
m, y la magnitud de la aceleración horizontal del terreno estuvo en un rango entre 0.2y 0.4g.
De particular interés fue el excelente desempeño de un muro de suelo apernadocuidadosamente monitoreado (Fujii et al ., 1996), el cual soportó una vía de tren en
una zona que fue severamente sacudida durante el terremoto. Antes del terremoto, eltalud había sido excavado 5.0 m y exhibió 10 cm de desplazamiento lateral (ver Figura
9.10), lo cual sugiere que el talud se encontraba en estado crítico. Durante elterremoto, el muro se desplazo 5 cm hacia fuera, mostrando un modo de vuelco comoel observado antes y después del terremoto.
Figura 9.10 Desplazamientos del revestimiento de un talud apernado durante y despuésdel terremoto de Kobe, Japón en 1995 (Hanna y Juran, 2001).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 9. EVALUACION POST-TERREMOTO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
125
Tatsuoka et al . (1997), concluyeron que el efecto de la flexibilidad y ductilidad delsuelo reforzado se consideran como el motivo del significativo desempeño. En la
mayoría de las estructuras flexibles la presión sísmica que actúa detrás es baja, ya queestas estructuras son capaces de transformar o liberar la energía en deformación. A
medida que la estructura es más dúctil, el procedimiento de diseño basado en laaceleración máxima del terreno y equilibrio límite es más conservador.
Por otro lado, como la mayoría de los procedimientos de diseño actuales deestructuras de suelo apernado son basados en el análisis de estabilidad por equilibrio
límite, estos no evalúan la deformación y desplazamientos de las estructuras causadaspor las cargas sísmicas ni estáticas. Por lo tanto, estos métodos no evalúan el efecto de
la flexibilidad y ductilidad en la estabilidad sísmica de estructuras de suelo apernado.Después de ocurrido el terremoto Concepción-Maule, Chile en 2010, de magnitud
8.8 Mw, se inspeccionó visualmente el muro de suelo apernado mostrado en la Figura9.11. El muro no presentó ningún signo de daño severo, incluso no se observaron
grandes desplazamientos ni agrietamiento del revestimiento superficial de éste.
Figura 9.11 Muro de suelo apernado estudiado.
Un acelerógrafo instalado en el Colegio Concepción en la Comuna de San Pedro de la
Paz, midió aceleraciones horizontales máximas del terreno entre 0.58 y 0.65g. Esteacelerógrafo se ubica a 6.0 km del lugar donde se localiza el muro de suelo apernado
en estudio.
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 9. EVALUACION POST-TERREMOTO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
126
Debido a que el sistema de entibación temporal no colapsó durante el movimientosísmico se verifica la magnitud de la aceleración horizontal del terreno a la que estuvo
sometido el muro de suelo apernado. Se realiza un estudio del factor de seguridadglobal del muro de suelo apernado sometido a distintos niveles de aceleración
horizontal del terreno.
La Figura 9.12 muestra la variación del factor de seguridad global del sistema para losdistintos niveles de aceleración horizontal que pudo haber tenido el muro de sueloapernado.
Figura 9.12 Factor de seguridad global en función de la aceleración horizontal del terreno.
Aunque el terremoto no hizo fallar el sistema de entibación temporal, cuando se
analizó la estabilidad post-terremoto de éste con los parámetros de resistencia alcorte obtenidos del retro-análisis de estabilidad del talud sin refuerzo bajo el criterio
de equilibrio límite (c’ = 10 kPa y ’ = 30º), se obtuvo un factor de seguridad global del
sistema igual a 0.75 cuando se aplicó la aceleración horizontal máxima del terreno
igual a 0.6g. Esto da lugar a la pregunta si realmente el sistema fue sometido a éstenivel de aceleración, ya que bajo estas condiciones la estructura pudo haber
colapsado.
Por otro lado, cuando se analizó la estabilidad post-terremoto del sistema con losparámetros de resistencia al corte obtenidos en laboratorio, tanto para los valores
máximos (c’ = 13 kPa y ’p = 41.3º) y de estado crítico (c’ = 13 kPa y ’c = 37.5º), se
0.60
0.80
1.00
1.20
1.40
1.60
1.80
2.00
2.20
0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6
F a c t o r d e s e g u r i d a d g l o b a l , F S G
Aceleración horizontal, khg (m/s2)
Parámetros obtenidos delanálisis por equilibrio límite
Parámetros máximosobtenidos en laboratorio
Parámetros de estado críticoobtenidos en laboratorio
Límite de fluencia del
sistema
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 9. EVALUACION POST-TERREMOTO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
127
obtuvieron factores de seguridad globales del sistema cercanos a 1.0 cuando se aplicóuna aceleración horizontal máxima del terreno igual a 0.6g. Sin embargo, bajo estas
condiciones, las cargas que deben soportar los anclajes son muy altas y exceden lascapacidades de tracción que poseen las barras de acero éstos.
Se concluye que para un nivel de aceleración horizontal del terreno igual a 0.3g el
muro de suelo apernado entra en un estado límite de fluencia ( FS G = 1.0), en el cual laestructura desarrolla completamente sus capacidades.
Figura 9.13 Muro de suelo apernado llevado a la fluencia (FSG = 1.01).
La Figura 9.13 muestra el modelo estudiado con el software GGU-Stability , bajo el
método de cálculo Bloques deslizantes. El modelo es sometido a una aceleraciónhorizontal del terreno igual 0.3g. Con esta magnitud de aceleración horizontal el
sistema presenta los siguientes factores de seguridad externa:
Factor de seguridad global, FSG = 1.01Factor de seguridad contra el deslizamiento, FSSL = 6.38Factor de seguridad contra la capacidad de soporte del suelo, FD H = 3.65
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 9. EVALUACION POST-TERREMOTO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
128
Figura 9.14 Agrietamiento del terreno detrás del muro de suelo apernado (Lancuyen, 2010).
La observación significativamente importante que se pudo presenciar después deocurrido el terremoto, fue un agrietamiento continuo a una distancia uniforme detrás
del muro de suelo apernado (ver Figura 9.14). Este agrietamiento del terreno selocalizó a una distancia bastante similar a la que calcula el software de análisis (GGU-
Stability , modo de Bloques deslizantes) para la superficie de falla vertical que divide losdos bloques deslizantes.
En la Figura 9.15 se muestra la superficie de falla crítica (FS G = 1.01) estimada por el
software GGU-Stability para una aceleración horizontal del terreno igual a 0.3g. Como
se puede observar, la superficie vertical que divide el bloque de suelo reforzado de lacuña activa detrás de este se localiza a una distancia horizontal igual a 5.60 m desde el
muro de mampostería existente. Lo observado en terreno después del terremoto(Figura 9.14) es muy similar a lo anterior, lo cual da certeza del mecanismo de falla
desarrollado por la masa de suelo apernada durante el sismo.
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 9. EVALUACION POST-TERREMOTO DE UN MURO DE SUELO APERNADO
129
Figura 9.15 Superficie de falla crítica para ah = 0.3g (FSG = 1.01).
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EN UN SUELO RESIDUAL DE CONCEPCION
Capítulo 10. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES
130
Capítulo 10
CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES
10.1 Conclusiones
En el presente trabajo se realizó el análisis de estabilidad y diseño de taludes de suelo
apernado basándose en el método de bloques deslizantes. Las conclusiones de éste
trabajo son las siguientes:
La inclinación del talud influye significativamente en la estabilidad externa e
interna de muros de suelo apernado. La ejecución de excavaciones con cortes
inclinados (60 – 80º) aumenta considerablemente el factor de seguridad global
del sistema, mientras que en cortes verticales (90º) disminuye.
La longitud de los anclajes es significativamente influyente en estabilidad de
muros de suelo apernado. Relaciones L/H entre 0.7 y 1.0, aumentan la
seguridad externa mejorando la estabilidad global, frente al deslizamiento y
capacidad de soporte de estructuras de suelo apernado. Lo anterior se debe a
que mientras mayor sea la longitud de los anclajes, mayor se hace la porción de
estos que cruza la superficie de falla, entregando más capacidad de anclaje delbloque de suelo reforzado.
A partir del análisis de un caso se tiene que la caracterización geológico-
geotécnica del material que conforma el talud indicó la presencia de un suelo
residual proveniente de la meteorización y posterior descomposición de la
roca granítica intrusiva (maicillo granítico), el cual se clasifica como una arena
limosa.
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Capítulo 10. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES
131
El análisis de estabilidad estática post-falla del talud sin refuerzo indicó que los
parámetros de resistencia al corte son inferiores a los estimados mediante la
caracterización geológico-geotécnica del área de estudio.
Los resultados de ensayos dinámicos de centrifuga obtenidos en la
investigación de Tufenkjian y Vucetic (2000), son significativamente
representativos del comportamiento de excavaciones apernadas sujetas a
fuertes movimientos sísmicos en arena.
Al contrario de la rigidez axial de los anclajes, que es un parámetro bastante
influyente en la estabilidad interna y externa de muros de suelo apernado, la
rigidez flexural no lo es.
Según lo observado en terreno, después de ocurrido el terremoto Concepción-
Maule 2010, la concordancia de la distancia horizontal de la superficie de falla
vertical que divide el bloque de suelo reforzado con la cuña de empuje activo
detrás de éste, da a entender que el desarrollo de una superficie de falla bi-
lineal, similar al método de bloques deslizantes es lo que más se asemeja a la
realidad.
10.2 Recomendaciones
En el presente trabajo no se abordaron en detalle varios conceptos que influyen en elanálisis de estabilidad y diseño de taludes de suelo apernado. Es por lo anterior que
en el futuro se recomienda seguir las siguientes líneas de investigación:
Realizar caracterizaciones geológico-geotécnicas más avanzadas,
desarrollando modelos computacionales en dos y tres dimensiones de las
estructuras geológicas estudiadas. Además, utilizar teorías de mecánica de
suelos parcialmente saturados.
Implementar un equipo de laboratorio para realizar ensayos de capacidad de
arranque sobre anclajes pasivos a escalar reducida en distintos tipos de
suelos.
Estudiar los mecanismos de transferencia de carga sobre anclajes pasivos a
escala real, mediante la ejecución de ensayos de arranque en terreno.
Avalar numéricamente los mecanismos de transferencia de carga en la
interfase suelo-refuerzo durante la ejecución de ensayos de arranque.
Estudiar la influencia de la presión de inyección de la lechada de cemento
sobre el desempeño de anclajes pasivos (revisar Yin et al ., 2009).
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Capítulo 10. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES
132
Estudiar la influencia de las características geométricas de los anclajes, tales
como inclinación, longitud y diámetro, sobre la capacidad de arranque.
Realizar programas de instrumentación y monitoreo de excavaciones
apernadas, que posibiliten un mejor entendimiento del comportamiento de
éstas.
Analizar el comportamiento de excavaciones apernadas en suelos cohesivos,
estudiando cómo influyen la longitud y espaciamiento de los anclajes,
además de la inclinación del talud en las deformaciones de éstas (revisar
Wang et al ., 2010).
Estudiar el comportamiento tensión-deformación de excavaciones
apernadas en dos y tres dimensiones, utilizando modelos de elementos
finitos que permitan cuantificar los desplazamientos y cargas sobre la masa
de suelo reforzada (revisar Singh y Sivakumar, 2010).
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