Analisis y Diseño de Pernos de Anclaje

8/20/2019 Analisis y Diseño de Pernos de Anclaje

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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



Dedicada a toda mi familia,

en especial a mis padres,

Sergio y Marta,

por su infinito amor y confianza.



i

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.



ii

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.



iii

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.



iv

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



v

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



vi

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



vii

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



viii

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



ix

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



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



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



xii

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



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



xiv

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



xv

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



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).






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






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.






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.





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






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).






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).






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






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).






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.






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.






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).






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






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.






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).





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).






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)






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.






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






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)






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).






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).






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






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






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.






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).





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






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






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).






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






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.






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.






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.






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.






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.






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.






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.






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)






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.






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






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






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).






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.






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.






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 .






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.






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.






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.






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.






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






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).






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






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






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.






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






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


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 S G


i = -0º

i = -5º

i = -10º

i = -15º

i = -20º

i = -25º






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


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


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






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 S G


qs = 50 kPa

qs = 100 kPa

qs = 150 kPa

qs = 200 kPa

qs = 250 kPa

qs = 300 kPa






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


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


fi = 15º

fi = 20º

fi = 25º

fi = 30º

fi = 35º

fi = 40º

fi = 45º





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






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.






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.






63

Figura 5.2 Plano geológico de la Comuna de Concepción (Poblete y Dobry, 1968).

Emplazamientodel Proyecto(Quinta Junge)






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.






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:






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)






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)






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






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






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.






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)






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






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






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





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.






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.






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.






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)






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:






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.






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).





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.






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).






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.






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.






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






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.






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).






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).






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).






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



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.






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:






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






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






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.






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,






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).





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.






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).






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).






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).






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.






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.






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.






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).






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.






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).





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

http://es.wikipedia.org/wiki/Sismo

http://es.wikipedia.org/wiki/27_de_febrero

http://es.wikipedia.org/wiki/2010

http://es.wikipedia.org/wiki/Cono_Sur

http://es.wikipedia.org/wiki/Buenos_Aires

http://es.wikipedia.org/wiki/S%C3%A3o_Paulo





http://es.wikipedia.org/wiki/Buenos_Aires

http://es.wikipedia.org/wiki/Cono_Sur

http://es.wikipedia.org/wiki/2010

http://es.wikipedia.org/wiki/27_de_febrero

http://es.wikipedia.org/wiki/Sismo






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).






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.






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.






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






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).






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.






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,






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.






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.






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






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.






120

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,






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.






122

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






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.






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).






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.






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






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






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.






129

Figura 9.15 Superficie de falla crítica para ah = 0.3g (FSG = 1.01).





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.






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).






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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Analisis y Diseño de Pernos de Anclaje

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