AASHTO LRFD 2004 Cap 10 y 11 Muros y Estribos

10-i

SECCIÓN 10 (SI) - FUNDACIONES

CONTENIDO 10.1 CAMPO DE APLICACIÓN ..................................................................................................................... 10-1

10.2 DEFINICIONES ....................................................................................................................................... 10-1

10.3 SIMBOLOGÍA.......................................................................................................................................... 10-2

10.4 DETERMINACIÓN DE LAS PROPIEDADES DEL SUELO ................................................................ 10-8

10.4.1 Exploración de Suelos.................................................................................................................... 10-8

10.4.2 Ensayos en Laboratorio.................................................................................................................. 10-9

10.4.2.1 Requisitos Generales .............................................................................................................. 10-9

10.4.2.2 Ensayos para Suelos ............................................................................................................... 10-10

10.4.2.3 Ensayos para Rocas................................................................................................................ 10-10

10.4.3 Ensayos In Situ............................................................................................................................... 10-11


10.4.3.2 Ensayos de Suelos Realizados In Situ.................................................................................... 10-11

10.4.3.3 Ensayos de Rocas Realizados In Situ..................................................................................... 10-12

10.5 ESTADOS LÍMITE Y FACTORES DE RESISTENCIA ........................................................................ 10-13

10.5.1 Requisitos Generales...................................................................................................................... 10-13

10.5.2 Estados Límite de Servicio............................................................................................................. 10-13

10.5.3 Estado Límite de Resistencia ......................................................................................................... 10-14

10.5.4 Estados Límite Correspondientes a Eventos Extremos.................................................................. 10-14

10.5.5 Factores de Resistencia .................................................................................................................. 10-14

10.6 ZAPATAS................................................................................................................................................. 10-19

10.6.1 Consideraciones Generales ............................................................................................................ 10-19


10.6.1.2 Profundidad ............................................................................................................................ 10-19

10.6.1.3 Anclaje ................................................................................................................................... 10-20

10.6.1.4 Nivel Freático......................................................................................................................... 10-20

10.6.1.5 Levantamiento........................................................................................................................ 10-20

10.6.1.6 Estructuras Cercanas .............................................................................................................. 10-20

10.6.2 Movimiento y Presión de Contacto en el Estado Límite de Servicio............................................. 10-20


10.6.2.2 Criterios para el Movimiento ................................................................................................. 10-21

10.6.2.2.1 Requisitos Generales...................................................................................................... 10-21

10.6.2.2.2 Cargas............................................................................................................................. 10-22

10.6.2.2.3 Análisis de los Asentamientos ....................................................................................... 10-22

10-ii

10.6.2.2.3a Requisitos Generales ............................................................................................... 10-22

10.6.2.2.3b Asentamiento de las Zapatas en Suelos No Cohesivos ........................................... 10-23

10.6.2.2.3c Asentamiento de las Zapatas en Suelos Cohesivos ................................................. 10-26

10.6.2.2.3d Asentamiento de las Zapatas en Roca ..................................................................... 10-30

10.6.2.2.4 Pérdida de Estabilidad Global ........................................................................................ 10-33

10.6.2.3 Presión de Contacto en el Estado Límite de Servicio............................................................. 10-34

10.6.2.3.1 Valores Presuntos para la Presión de Contacto .............................................................. 10-34

10.6.2.3.2 Procedimientos Semiempíricos para Determinar la Presión de Contacto ...................... 10-36

10.6.3 Resistencia en el Estado Límite de Resistencia.............................................................................. 10-36

10.6.3.1 Capacidad de Carga de los Suelos debajo de las Zapatas....................................................... 10-36

10.6.3.1.1 Requisitos Generales ...................................................................................................... 10-36

10.6.3.1.2 Estimación Teórica......................................................................................................... 10-37


10.6.3.1.2b Arcillas Saturadas.................................................................................................... 10-39

10.6.3.1.2c Suelos No Cohesivos............................................................................................... 10-44

10.6.3.1.3 Procedimientos Semiempíricos ...................................................................................... 10-50


10.6.3.1.3b Usando Ensayos SPT .............................................................................................. 10-51

10.6.3.1.3c Usando Ensayos CPT .............................................................................................. 10-53

10.6.3.1.3d Uso de Resultados de Ensayos Presiométricos ....................................................... 10-54

10.6.3.1.4 Ensayos con Placa de Carga........................................................................................... 10-55

10.6.3.1.5 Efecto de la Excentricidad de la Carga .......................................................................... 10-56

10.6.3.2 Capacidad de Carga de las Rocas........................................................................................... 10-57


10.6.3.2.2 Procedimientos Semiempíricos ...................................................................................... 10-57

10.6.3.2.3 Método Analítico............................................................................................................ 10-57

10.6.3.2.4 Ensayo de Carga............................................................................................................. 10-58

10.6.3.2.5 Limitaciones para la Excentricidad de las Cargas.......................................................... 10-58

10.6.3.3 Falla por Resbalamiento ......................................................................................................... 10-58

10.6.4 Diseño Estructural .......................................................................................................................... 10-60

10.7 PILOTES HINCADOS ............................................................................................................................. 10-60

10.7.1 Requisitos Generales ...................................................................................................................... 10-60

10.7.1.1 Uso ......................................................................................................................................... 10-60

10.7.1.2 Penetración de los Pilotes....................................................................................................... 10-60

10.7.1.3 Resistencia.............................................................................................................................. 10-60

10.7.1.4 Efecto del Asentamiento del Terreno y Cargas de Fricción Negativa.................................... 10-61

10-iii

10.7.1.5 Separación, Luces Libres y Longitud Embebida de los Pilotes ............................................. 10-64

10.7.1.6 Pilotes Inclinados ................................................................................................................... 10-64

10.7.1.7 Nivel Freático y Flotabilidad.................................................................................................. 10-65

10.7.1.8 Protección contra el Deterioro................................................................................................ 10-65

10.7.1.9 Levantamiento........................................................................................................................ 10-67

10.7.1.10 Longitudes Estimadas .......................................................................................................... 10-67

10.7.1.11 Altura Mínima y Estimada de la Punta ................................................................................ 10-67

10.7.1.12 Pilotes que Atraviesan Terraplenes Construidos de Relleno................................................ 10-67

10.7.1.13 Pilotes de Prueba .................................................................................................................. 10-67

10.7.1.14 Análisis por Ecuación de Ondas........................................................................................... 10-68

10.7.1.15 Monitoreo Dinámico ............................................................................................................ 10-68

10.7.1.16 Máximas Tensiones de Hincado Admisibles ....................................................................... 10-68

10.7.2 Movimiento y Capacidad de Carga en el Estado Límite de Servicio ............................................. 10-69


10.7.2.2 Criterio para el Desplazamiento Lateral................................................................................. 10-70

10.7.2.3 Asentamientos ........................................................................................................................ 10-70


10.7.2.3.2 Suelos Cohesivos ........................................................................................................... 10-70

10.7.2.3.3 Suelos No Cohesivos...................................................................................................... 10-71

10.7.2.4 Desplazamiento Lateral.......................................................................................................... 10-72

10.7.2.5 Valores Presuntos para la Resistencia de Punta ..................................................................... 10-72

10.7.3 Resistencia en Estado Límite de Resistencia.................................................................................. 10-72


10.7.3.2 Pilotes Cargados Axialmente ................................................................................................. 10-72

10.7.3.3 Estimaciones Semiempíricas de la Resistencia de los Pilotes................................................ 10-74


10.7.3.3.2 Resistencia Friccional .................................................................................................... 10-74

10.7.3.3.2a Método ................................................................................................................. 10-74

10.7.3.3.2b Método ................................................................................................................. 10-75

10.7.3.3.2c Método .................................................................................................................. 10-76

10.7.3.3.3 Resistencia de Punta....................................................................................................... 10-77

10.7.3.4 Resistencia de los Pilotes Estimada en Base a Ensayos In Situ ............................................. 10-77


10.7.3.4.2 Usando Ensayos SPT ..................................................................................................... 10-78

10.7.3.4.2a Resistencia de Punta................................................................................................ 10-78

10.7.3.4.2b Fricción Superficial ................................................................................................. 10-78

10-iv

10.7.3.4.3 Usando Ensayos CPT..................................................................................................... 10-79


10.7.3.4.3b Resistencia de Punta................................................................................................ 10-79

10.7.3.4.3c Resistencia Friccional.............................................................................................. 10-81

10.7.3.5 Pilotes que Apoyan sobre Roca.............................................................................................. 10-82

10.7.3.6 Ensayos de Carga y Monitoreo In Situ de los Pilotes............................................................. 10-84

10.7.3.7 Levantamiento ........................................................................................................................ 10-85


10.7.3.7.2 Resistencia contra el Levantamiento de Pilotes Individuales......................................... 10-85

10.7.3.7.3 Resistencia contra el Levantamiento de Grupos de Pilotes............................................ 10-85

10.7.3.8 Cargas Laterales ..................................................................................................................... 10-88

10.7.3.9 Capacidad de Carga de los Pilotes Inclinados ........................................................................ 10-89

10.7.3.10 Resistencia a la Carga Axial de los Grupos de Pilotes ......................................................... 10-89

10.7.3.10.1 Requisitos Generales .................................................................................................... 10-89

10.7.3.10.2 Suelo Cohesivo............................................................................................................. 10-89

10.7.3.10.3 Suelo No Cohesivo....................................................................................................... 10-90

10.7.3.10.4 Grupos de Pilotes en Suelo Resistente sobre Suelo Débil o Compresible ................... 10-90

10.7.3.11 Resistencia de los Grupos de Pilotes a las Cargas Laterales ................................................ 10-91



10.7.4.2 Pandeo de los Pilotes .............................................................................................................. 10-92

10.8 PILOTES PERFORADOS ........................................................................................................................ 10-93

10.8.1 Requisitos Generales ...................................................................................................................... 10-93

10.8.1.1 Campo de Validez .................................................................................................................. 10-93

10.8.1.2 Profundidad Embebida ........................................................................................................... 10-94

10.8.1.3 Diámetro de los Fustes y Bases Ensanchadas ........................................................................ 10-94

10.8.1.4 Resistencia.............................................................................................................................. 10-94

10.8.1.5 Fricción Negativa ................................................................................................................... 10-95

10.8.1.6 Separación de los Pilotes de un Grupo ................................................................................... 10-95

10.8.1.7 Pilotes Perforados Inclinados ................................................................................................. 10-95

10.8.1.8 Nivel Freático y Flotabilidad.................................................................................................. 10-95

10.8.1.9 Levantamiento ........................................................................................................................ 10-96

10.8.2 Movimiento en el Estado Límite de Servicio................................................................................. 10-96


10.8.2.2 Criterios para el Movimiento Lateral ..................................................................................... 10-97

10.8.2.3 Asentamiento.......................................................................................................................... 10-97

10-v


10.8.2.3.2 Asentamiento de Pilotes Perforados Individuales .......................................................... 10-97

10.8.2.3.3 Asentamiento de un Grupo de Pilotes Perforados.......................................................... 10-100

10.8.2.4 Desplazamiento Lateral.......................................................................................................... 10-100

10.8.3 Resistencia en el Estado Límite de Resistencia.............................................................................. 10-100


10.8.3.2 Pilotes Perforados Cargados Axialmente ............................................................................... 10-101

10.8.3.3 Estimaciones Semiempíricas de la Resistencia de los Pilotes

Perforados en Suelos Cohesivos ............................................................................................ 10-101

10.8.3.3.1 Determinación de la Resistencia Friccional Utilizando el Método ............................. 10-101


10.8.3.4 Estimación de la Resistencia de los Pilotes Perforados en Suelos No Cohesivos.................. 10-103


10.8.3.4.2 Resistencia Friccional .................................................................................................... 10-104


10.8.3.5 Resistencia Axial en Roca...................................................................................................... 10-106

10.8.3.6 Ensayos de Carga ................................................................................................................... 10-111

10.8.3.7 Resistencia contra el Levantamiento...................................................................................... 10-112


10.8.3.7.2 Resistencia contra el Levantamiento de un Pilote Perforado Individual........................ 10-112

10.8.3.7.3 Resistencia contra el Levantamiento de un Grupo de Pilotes Perforados ...................... 10-113

10.8.3.8 Cargas Laterales ..................................................................................................................... 10-114

10.8.3.9 Capacidad de un Grupo de Pilotes Perforados ....................................................................... 10-114


10.8.3.9.2 Suelo Cohesivo .............................................................................................................. 10-114

10.8.3.9.3 Suelo No Cohesivo......................................................................................................... 10-114

10.8.3.9.4 Grupos de Pilotes en Suelo Resistente sobre Suelo Compresible más Débil................. 10-115



10.8.4.2 Pandeo de los Pilotes Perforados............................................................................................ 10-115

10.8.5 Detalles Específicos para Pilotes Perforados ................................................................................. 10-115


10.8.5.2 Armadura................................................................................................................................ 10-116

10.8.5.3 Armadura Transversal ............................................................................................................ 10-117

10.8.5.4 Hormigón ............................................................................................................................... 10-117

10.8.5.5 Armadura hacia la Superestructura ........................................................................................ 10-117

10-vi

10.8.5.6 Bases Ensanchadas ................................................................................................................. 10-117

A10.1 INVESTIGACIÓN............................................................................................................................... 10-123

A10.2 DISEÑO DE LAS FUNDACIONES ................................................................................................... 10-128

A10.3 REQUISITOS ESPECIALES PARA LOS PILOTES ......................................................................... 10-132

SECCIÓN 10 (SI)

FUNDACIONES

10.1 CAMPO DE APLICACIÓN Los requisitos de esta sección se deberán aplicar para el

diseño de zapatas, pilotes hincados y pilotes perforados. Si se han de seleccionar procedimientos de cálculo de

resistencia diferentes a los especificados en el presente documento, se deberá considerar la base probabilística de estas Especificaciones, la cual produce una combinación interrelacionada de las cargas, los factores de carga, los factores de resistencia y la confiabilidad estadística. Se pueden utilizar otros métodos, especialmente si estos métodos han sido reconocidos localmente y se consideran adecuados para las condiciones regionales, siempre que se considere la naturaleza estadística de los factores indicados anteriormente a través del uso consistente de la teoría de la confiabilidad y que sean aprobados por el Propietario.

C10.1 Los procedimientos de cálculo de resistencia utilizados

para desarrollar la presente sección se resumen en el Apéndice A de Barker et al. (1991).

La especificación de métodos de análisis y cálculo de resistencia para las fundaciones incluidos en el presente documento no implica que las verificaciones en obra y/o la reacción a las condiciones reales correspondientes a la obra ya no serán necesarias. Las prácticas tradicionales de diseño y construcción de las fundaciones siempre deben ser consideradas, aún cuando se diseñe de acuerdo con estas Especificaciones.

10.2 DEFINICIONES

Ancho de una fundación Mínima dimensión en planta de un elemento de fundación. Azuche Pieza metálica que se coloca en el extremo de penetración de un pilote para protegerlo contra los daños durante el hincado y para facilitar su penetración a través de los materiales muy densos. Caballete de pilotes Tipo de caballete en el cual los pilotes trabajan como columnas. Fundación profunda Fundación que deriva su apoyo transfiriendo las cargas al suelo o la roca a una cierta profundidad debajo de la estructura ya sea por resistencia de punta, adherencia o fricción, o ambas. Fundación superficial Fundación que deriva su apoyo transfiriendo la carga directamente al suelo o la roca a poca profundidad. Hundimiento (plunging) Comportamiento observado en algunos ensayos de carga de pilotes, donde el asentamiento del pilote continúa aumentando aún sin aumento de la carga. Longitud de una fundación Máxima dimensión en planta de un elemento de fundación. Pilote Unidad de fundación profunda relativamente esbelta, total o parcialmente empotrada en el terreno, que se instala hincando, perforando, barrenando, inyectando o de alguna otra manera y que deriva su capacidad del suelo que lo rodea y/o de los estratos de suelo o roca debajo de su punta. Pilote combinado de fricción y punta Pilote que deriva su capacidad de la contribución tanto de la resistencia de punta desarrollada en la punta del pilote como de la resistencia movilizada a lo largo del fuste. Pilote de carga Pilote cuyo propósito es soportar carga axial por fricción o resistencia de punta. Pilote de fricción Pilote cuya capacidad de carga se deriva principalmente de la resistencia del suelo movilizada a lo largo del fuste del pilote.

10-2 ESPECIFICACIONES AASHTO PARA EL DISEÑO DE PUENTES POR EL MÉTODO LRFD

Pilote de punta Pilote cuya capacidad de carga se deriva principalmente de la resistencia del material de fundación sobre el cual se apoya la punta del pilote. Pilote inclinado Pilote hincado con un ángulo de inclinación respecto de la vertical para lograr mayor resistencia a las cargas laterales. Pilote perforado Unidad de fundación profunda, total o parcialmente empotrada en el terreno, que se construye colando hormigón fresco en un pozo perforado con o sin armadura de acero. Los pilotes perforados derivan su capacidad del suelo que los rodea y/o de los estratos de suelo o roca debajo de su punta. Los pilotes perforados también se conocen como pozos de fundación, pozos romanos o pilares perforados. Relación de sobreconsolidación (OCR) Se define como la relación entre la presión de preconsolidación y la tensión efectiva vertical actual. Roca competente Masa de roca con discontinuidades cuya abertura es menor o igual que 3,2 mm. RQD (Rock Quality Designation) Designación de la calidad de la roca. Superficies de deslizamiento (slickensides) Superficies pulidas y ranuradas que se producen en las rocas y suelos arcillosos como resultado de desplazamientos por corte a lo largo de un plano. Tensión efectiva Tensión neta a través de los puntos de contacto de las partículas de suelo, generalmente considerada equivalente a la tensión total menos la presión del agua intersticial. Tensión total Presión total ejercida en cualquier dirección tanto por el suelo como por el agua. Tubificación Erosión progresiva del suelo provocada por la filtración de agua que produce un tubo abierto en el suelo a través del cual el agua puede fluir de manera descontrolada y peligrosa. Zapata aislada Apoyo individual para las diferentes partes de una unidad de la subestructura; la fundación correspondiente se denomina fundación mediante zapatas. Zapata combinada Zapata que soporta más de una columna.

10.3 SIMBOLOGÍA

Las unidades indicadas a continuación de cada definición son unidades sugeridas. Se podrán utilizar otras unidades consistentes con las expresiones evaluadas.

A = área efectiva de la zapata para la determinación del asentamiento elástico de una zapata sometida a cargas

excéntricas (mm2) (10.6.2.2.3b)

Ap = área de la punta de un pilote hincado o de la base de un pilote perforado (mm2) (10.7.3.2)

As = área superficial del fuste de un pilote (mm2) (10.7.3.2)

Asoc = área de la perforación para un pilote perforado empotrado en roca (mm2) (C10.8.3.5)

Au = área de levantamiento de un pilote perforado con base acampanada (mm2) (10.8.3.7.2)

asi = perímetro del pilote en el punto considerado (mm) (10.7.3.4.3c)

B = ancho de la zapata (mm); ancho del grupo de pilotes (mm) (10.6.3.1.2c)

SECCIÓN 10 (SI) - FUNDACIONES 10-3

B' = ancho efectivo de la zapata (mm) (10.6.3.1.5)

Cae = coeficiente de asentamiento secundario estimado a partir de resultados de ensayos de consolidación realizados en laboratorio sobre muestras de suelo inalterado (adimensional) (10.6.2.2.3c)

Cc = índice de compresión (adimensional) (10.6.2.2.3c)

Cce = relación de compresión (adimensional) (10.6.2.2.3c)

Ccr = índice de recompresión (adimensional) (10.6.2.2.3c)

Co = resistencia a la compresión uniaxial de la roca (MPa) (10.6.2.3.2)

CPT = ensayo de penetración de cono (10.5.5)

Cre = relación de recompresión (adimensional) (10.6.2.2.3c)

Cv = coeficiente de consolidación (mm2/año) (10.6.2.2.3c)

Cw1,Cw2 = factores de corrección que consideran el efecto del agua freática (adimensionales) (6.10.3.1.2c)

c = cohesión del suelo (MPa); resistencia al corte no drenada (MPa) (10.6.3.1.2b)

Cq, c = factor de compresibilidad del suelo (adimensional) (10.6.3.1.2c)

c1 = resistencia al corte no drenada del estrato de suelo superior como se ilustra en la Figura 10.6.3.1.2b-3 (MPa) (10.6.3.1.2b)

c2 = resistencia al corte del estrato de suelo inferior (MPa) (10.6.3.1.2b)

c* = cohesión del suelo correspondiente a la tensión efectiva reducida para corte por punzonamiento (MPa) (10.6.3.1.2a)

D = ancho o diámetro de un pilote hincado (mm); diámetro de un pilote perforado (mm) (10.7.3.4.2a) (10.8.3.3.2)

D' = profundidad efectiva de un grupo de pilotes (mm) (10.7.2.3.3)

Db = profundidad de empotramiento de un pilote en un estrato portante (mm) (10.7.2.1)

Df = profundidad de empotramiento de la fundación, considerada entre la superficie del terreno y el fondo de la fundación (mm) (10.6.3.1.2b)

Di = ancho o diámetro del pilote en el punto considerado (mm) (10.7.3.4.3c)

Dp = diámetro de la punta de un pilote perforado (mm); diámetro de la campana (mm) (10.8.3.3.2) (10.8.3.7.2)

Ds = diámetro de la perforación cuando el pilote o pilote perforado está empotrado en roca (mm) (10.7.3.5)

Dw = profundidad hasta la superficie del agua considerada a partir de la superficie del terreno (mm) (10.6.3.1.2c)

d = factor de profundidad para estimar la capacidad de punta de los pilotes en roca (adimensional) (10.7.3.5)

dq = factor de profundidad (adimensional) (10.6.3.1.2c)

Ec = módulo de elasticidad del hormigón (MPa) (C10.8.3.5)

Ei = módulo de elasticidad de la roca intacta (MPa) (C10.8.3.5)

Em = módulo estimado de la masa de roca (MPa); módulo de la masa de roca (MPa) (C10.6.2.2.3c) (10.6.2.2.3d)

Eo = módulo de la roca intacta (MPa) (10.6.2.2.3d)

Ep = módulo de elasticidad del pilote (MPa) (10.7.4.2)


Er = módulo de elasticidad de la roca in situ (MPa) (C10.8.3.5)

Es = módulo del suelo (MPa) (10.7.4.2)

eB = excentricidad de la carga paralela al ancho de la zapata (mm) (10.6.3.1.5)

eL = excentricidad de la carga paralela a la longitud de la zapata (mm) (10.6.3.1.5)

eo = relación de vacíos correspondiente a la tensión efectiva vertical inicial (adimensional) (10.6.2.2.3c)

Fr = factor de reducción que se aplica a la resistencia de punta de los pilotes perforados de gran diámetro (adimensional) (10.8.3.3.2)

f´c = resistencia a la compresión del hormigón a 28 días (MPa) (10.6.2.3.2)

fs = fricción de la camisa medida a partir de un ensayo de penetración de cono (MPa) (10.7.3.4.3a)

fsi = resistencia unitaria por fricción de la camisa determinada mediante un ensayo de penetración de cono en el punto considerado (MPa) (10.7.3.4.3c)

g = aceleración de la gravedad (m/s2)

H = componente horizontal de las cargas inclinadas (N); distancia entre las puntas de los pilotes y la parte superior del estrato más bajo (mm) (10.6.3.1.3b)

Hc = altura de un estrato de suelo compresible (mm) (10.6.2.2.3c)

Hd = altura del recorrido de drenaje más largo en un estrato de suelo compresible (mm) (10.6.2.2.3c)

Hs = altura de una masa de suelo inclinada (mm); profundidad embebida de un pilote o pilote perforado empotrado en roca (mm) (10.6.3.1.2b) (10.7.3.5)

Hs2 = distancia entre el fondo de la zapata y la parte superior del segundo estrato de suelo (mm) (10.6.3.1.2b)

hi = intervalo de longitud en el punto considerado (mm) (10.7.3.4.3c)

I = factor de influencia que considera la longitud embebida efectiva de un grupo de pilotes (adimensional) (10.7.2.3.3)

Ip = coeficiente de influencia que toma en cuenta la rigidez y dimensiones de la zapata (adimensional); momento de inercia del pilote (mm4) (10.6.2.2.3d) (10.7.4.2)

Ip = coeficiente de influencia de la Figura C10.8.3.5-1 (adimensional)

iq, i = factores de inclinación de la carga (adimensionales) (10.6.3.1.2c)

K = factor de transferencia de carga (adimensional) (10.8.3.4.2)

Kb = coeficiente para apoyo en roca determinado mediante un ensayo presiométrico (adimensional) (C10.8.3.5)

Kc = factor de corrección que considera la fricción de la camisa en arcilla (adimensional) (10.7.3.4.3c)

Ke = relación de modificación de módulo de la Figura C10.8.3.5-3 (adimensional) (C10.8.3.5)

Ks = factor de corrección que considera la fricción de la camisa en arena (adimensional) (10.7.3.4.3c)

Ksp = coeficiente de capacidad de carga adimensional (adimensional) (10.7.3.5)

k = coeficiente de capacidad de carga empírico de la Figura 10.6.3.1.3d-1 (adimensional) (10.6.3.1.3d)

L = longitud de la fundación (mm) (10.6.3.1.5)

L' = longitud efectiva de la zapata (mm) (10.6.3.1.5)

Lf = profundidad hasta el punto considerado al medir la fricción de la camisa (mm) (10.7.3.4.3c)

Li = profundidad hasta la mitad del intervalo de longitud en el punto considerado (mm) (10.7.3.4.3c)


LL = límite líquido del suelo (C10.8.1.9)

N = número de golpes en un Ensayo de Penetración Estándar (SPT) (golpes/300 mm) (10.7.2.3.3)

N = número de golpes promedio (no corregido) de un SPT a lo largo del fuste del pilote (golpes/300 mm) (10.7.3.4.2b)

Nc = factor de capacidad de carga (adimensional) (10.6.3.1.2b)

Nq, N = factores de capacidad de carga (adimensionales) (10.6.3.1.2c)

Ncm, Nqm = factores de capacidad de carga modificados (adimensionales) (10.6.3.1.2b)

Ncm, Nqm, Nym = factores de capacidad de carga modificados (adimensionales) (10.6.3.1.2b) Ncorr = número de golpes del SPT corregido (golpes/300 mm) (10.7.2.3.3)

N corr = valor promedio del número de golpes corregido del SPT (golpes/300 mm) (10.6.3.1.3b)

Nm = factor de capacidad de carga (adimensional) (10.6.3.1.2b)

Nms = parámetro de la roca (adimensional) (10.6.2.3.2)

Nu = factor de adherencia contra el levantamiento de la campana (adimensional) (10.8.3.7.2)

N m = factor de capacidad de carga modificado (adimensional) (10.6.3.1.2c)

N1 = resistencia del ensayo SPT, corregida para considerar la profundidad (golpes/300 mm); número de intervalos entre la superficie del terreno y un punto 8D por debajo de la superficie del terreno (10.6.2.2.3b) (10.7.3.4.3c)

N2 = número de intervalos entre un punto ubicado 8D por debajo de la superficie del terreno y la punta del pilote (10.7.3.4.3c)

nh = tasa de aumento del módulo del suelo en función de la profundidad (MPa/mm) (10.7.4.2)

PL = límite plástico del suelo (C10.8.1.9)

pL = presión límite obtenida a partir del resultado de un ensayo presiométrico (MPa) (10.6.3.1.3d)

po = presión horizontal total a la profundidad a la cual se realiza el ensayo presiométrico (MPa) (10.6.3.1.3d)

p1 = presión límite determinada a partir de ensayos presiométricos promediados en una distancia igual a 2,0 diámetros por encima y por debajo de la base (MPa) (C10.8.3.5)

Qep = resistencia pasiva del suelo disponible durante la totalidad de la vida de diseño de la estructura (N) (10.6.3.3)

Qg = resistencia nominal de un grupo de pilotes (N) (10.7.3.10.1)

QL = resistencia lateral nominal de un pilote individual (N) (10.7.3.11)

QLg = resistencia lateral nominal de un grupo de pilotes (N) (10.7.3.11)

Qn = resistencia nominal (N) (10.6.3.3)

Qp = carga nominal soportada por la punta de un pilote (N) (10.7.3.2)

QR = resistencia mayorada (N) (10.6.3.3)

Qs = carga nominal soportada por el fuste de un pilote (N) (10.7.3.2)

Qsbell = resistencia nominal contra el levantamiento de un pilote perforado con base acampanada (N) (10.8.3.7.2)

QSR = resistencia lateral nominal de los pilotes perforados empotrados en roca (N) (C10.8.3.5)

Qug = resistencia nominal contra el levantamiento de un grupo de pilotes (N) (C10.7.3.7.3)


Qult = capacidad de carga total nominal (N) (10.7.3.2)

QT = máxima resistencia al corte entre la fundación y el suelo (N) (10.5.5)

q = presión de fundación neta aplicada a 2Db/3 (MPa) (10.7.2.3.3)

qc = resistencia a la penetración del cono estático (MPa); resistencia media a la penetración del cono estático en una profundidad B debajo de la zapata equivalente (MPA) (10.6.3.1.3c) (10.7.2.3.3)

qc1 = mínima resistencia media a la penetración del cono estático en una profundidad igual a yD debajo de la punta de un pilote (MPa) (10.7.3.4.3b)

qc2 = mínima resistencia media a la penetración del cono estático en una distancia igual a 8D por encima de la punta del pilote (MPa) (10.7.3.4.3b)

q = resistencia de punta límite (MPa) (10.7.3.4.2a)

qn = capacidad de carga nominal (MPa) (10.6.3.1.1)

qo = tensión vertical en la base del área cargada (MPa) (10.6.2.2.3b)

qp = resistencia de punta unitaria nominal (MPa) (10.7.3.2)

qpr = resistencia de punta unitaria nominal reducida (MPa) (C10.8.3.3.2)

qR = capacidad de carga mayorada (MPa) (10.6.3.1.1)

qs = resistencia al corte unitaria (MPa); resistencia superficial unitaria nominal (MPa) (10.6.3.3) (10.7.3.32)

qsbell = resistencia unitaria nominal contra el levantamiento de un pilote perforado con base acampanada (MPa) (10.8.3.7.2)

qu = resistencia media a la compresión uniaxial del núcleo rocoso (MPa) (10.7.3.5)

qult = capacidad de carga nominal (MPa) (10.6.3.1.1)

q1 = capacidad de carga última de una zapata apoyada en el estrato superior de un sistema de dos capas, suponiendo que el estrato superior tiene espesor infinito (MPa) (10.6.3.1.2a)

q2 = capacidad de carga última de una zapata ficticia que tiene el mismo tamaño y geometría que la zapata real pero que está apoyada sobre la superficie del segundo estrato (estrato inferior) de un sistema de dos capas (MPa) (10.6.3.1.2a)

Ri = factor de reducción que considera el efecto de la inclinación de las cargas (adimensional) (10.6.3.1.3b)

r = radio de una zapata circular, o B/2 para una zapata cuadrada (mm) (10.6.2.2.3d)

ro = presión vertical total inicial a nivel de la fundación (MPa) (10.6.3.1.3d)

Sc = asentamiento por consolidación (mm) (10.6.2.2.3a)

Se = asentamiento elástico (mm) (10.6.2.2.3a)

SPT = ensayo de penetración estándar (10.5.5)

Ss = asentamiento secundario (mm) (10.6.2.2.3a)

Su = resistencia al corte no drenada (MPa) (10.6.3.1.2b)

uS = resistencia media al corte no drenada a lo largo del fuste del pilote (MPa) (10.7.3.7.3)

Sc, Sq, S = factores de forma (adimensionales) (10.6.3.1.2b) (10.6.3.1.2c)

sd = separación de las discontinuidades (mm) (10.7.3.5)

T = factor de tiempo (adimensional) (10.6.2.2.3c)


t = tiempo para que ocurra un porcentaje determinado de asentamiento por consolidación unidimensional (años) (10.6.2.2.3c)

td = ancho de las discontinuidades (mm) (10.7.3.5)

t1, t2 = intervalos de tiempo arbitrarios utilizados para determinar Ss (años) (10.6.2.2.3c)

V = componente vertical de las cargas inclinadas (N) (10.6.3.1.3b)

Wg = peso de un bloque formado por suelo, pilotes y cabezal (N) (10.7.3.7.3)

X = ancho de un grupo de pilotes (mm) (10.7.2.3.3)

Y = longitud de un grupo de pilotes (mm) (10.7.3.7.3)

Z = longitud embebida total de un pilote (mm) (10.7.3.4.3c)

z = profundidad por debajo de la superficie del terreno (mm) (10.8.3.4.2)

= factor de adherencia que se aplica a Su (adimensional) (10.7.3.3.2a)

E = factor de reducción (adimensional) (10.6.2.2.3d)

= coeficiente que relaciona la tensión vertical efectiva y la fricción superficial unitaria de un pilote o pilote perforado (adimensional) (10.7.3.3.2b)

m = índice de punzonamiento (adimensional) (10.6.3.1.2b)

z = factor que considera la geometría y la rigidez de la zapata (adimensional) (10.6.2.2.3d)

= densidad del suelo (kg/m3) (10.6.3.1.2b)

= ángulo de la resistencia al corte entre suelo y pilote (º) (10.6.3.3)

= factor de eficiencia para un grupo de pilotes o pilotes perforados (adimensional) (10.7.3.10.2)

= coeficiente empírico que relaciona el empuje pasivo lateral del suelo y la fricción superficial unitaria de un pilote (adimensional) (10.7.3.3.2c)

c = factor de reducción que se aplica a los asentamientos por consolidación para tomar en cuenta los efectos tridimensionales (adimensional) (10.6.2.2.3c)

= asentamiento de un grupo de pilotes (mm) (10.7.2.3.3)

base = asentamiento de la base de un pilote perforado (mm) (C10.8.3.5)

e = acortamiento elástico de un pilote perforado (mm) (C10.8.3.5)

i = carga de trabajo en la parte superior de una perforación para instalar un pilote empotrado en roca (N) (C10.8.3.5)

'f = tensión efectiva vertical final del suelo en el intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa) (10.6.2.2.3c)

'o = tensión efectiva vertical inicial del suelo en el intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa) (10.6.2.2.3c)

'p = máxima tensión efectiva vertical histórica del suelo en el intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa) (10.6.2.2.3c)

'pc = tensión efectiva vertical actual del suelo, no incluyendo la tensión adicional debida a las cargas de las zapatas (MPa) (10.6.2.2.3c)

v = tensión vertical total al nivel de la riostra (MPa) (C10.8.3.5)

'v = tensión efectiva vertical (MPa) (C10.7.1.7)


= factor de resistencia (10.5.5)

ep = factor de resistencia para el empuje pasivo (10.6.3.3)

f = ángulo de fricción interna del suelo (º) (10.6.3.3)

g = factor de resistencia para la capacidad de carga de un grupo de pilotes que falla como una unidad compuesta por los pilotes y el bloque de suelo contenido dentro de los pilotes; factor de resistencia para un grupo de pilotes (10.7.3.10.1)

L = factor de resistencia para las cargas laterales en un grupo de pilotes (adimensional) (10.7.3.11)

q = factor de resistencia para la capacidad de carga total de un pilote para aquellos métodos que no diferencian entre la resistencia total y las contribuciones individuales de la resistencia de punta y la resistencia lateral (10.7.3.2)

qs = factor de resistencia para la capacidad lateral de un pilote para aquellos métodos que dividen la resistencia de un pilote en una resistencia de punta y una resistencia lateral (10.7.3.2)

qp = factor de resistencia para la capacidad de punta de un pilote para aquellos métodos que dividen la resistencia de un pilote en una resistencia de punta y una resistencia lateral (10.7.3.2)

= factor de resistencia para el corte entre el suelo y la fundación (10.5.5)

u = factor de resistencia para la capacidad contra el levantamiento de un pilote individual (10.7.3.7.2)

ug = factor de resistencia para la capacidad contra el levantamiento de un grupo de pilotes (10.7.3.7.3)

'1 = ángulo de fricción interna del estrato de suelo superior correspondiente a la tensión efectiva (º) (10.6.3.1.2c)

* = ángulo de fricción interna del suelo correspondiente a la tensión efectiva reducida para corte por punzonamiento (º) (10.6.3.1.2a)

10.4 DETERMINACIÓN DE LAS PROPIEDADES DEL SUELO

10.4.1 Exploración de Suelos

Se deberán realizar estudios de suelos para cada

elemento de la subestructura, a fin de obtener la información necesaria para el diseño y la construcción de las fundaciones. La extensión de los estudios se deberá basar en las condiciones subsuperficiales, el tipo de estructura y los requisitos del proyecto. El programa de exploración deberá ser lo suficientemente exhaustivo como para revelar la naturaleza y los tipos de depósitos de suelo y/o formaciones rocosas encontrados, las propiedades de los suelos y/o rocas, el potencial de licuefacción y las condiciones del agua freática.

Se deberán realizar sondeos en las ubicaciones donde irán las pilas y estribos, en una cantidad y hasta una profundidad suficiente para establecer perfiles transversales y longitudinales confiables de los estratos subyacentes. Se deberán tomar muestras del material encontrado, las cuales se deberán conservar para futura

C10.4.1 La realización del programa de exploración de suelos

es parte del proceso necesario para obtener información relevante para el diseño y la construcción de los elementos de la subestructura. Los procesos que deberían preceder al programa de exploración en sí incluyen la búsqueda y estudio de información publicada o no publicada sobre el predio donde se ubicará la construcción o sobre áreas cercanas, una inspección visual del sitio y el diseño del programa de exploración de suelos. El Manual AASHTO Manual on Subsurface Investigations (1988) contiene lineamientos generales para la planificación y realización de programas de exploración de suelos.

Como mínimo, el programa de exploración de suelos debe permitir obtener información suficiente para analizar la estabilidad y el asentamiento de las fundaciones con respecto a:

10.4 DETERMINACIÓN DE LAS PROPIEDADES DEL SUELO

10.4.1 Exploración de Suelos


referencia y/o ensayos. Se deberán preparar registros de los sondeos con un nivel de detalle suficiente que permita ubicar los estratos de los materiales, los resultados de los ensayos de penetración, el agua freática, cualquier acción artesiana y el lugar donde se tomaron las muestras,

Se deberá prestar particular atención a la detección de vetas blandas y de poco espesor que pudieran encontrarse en los límites de los estratos.

Si el Propietario así lo requiere, se deberán tapar los sondeos y los orificios producto de los ensayos de penetración para impedir la contaminación del agua.

Los estudios de suelo se deberán realizar hasta encontrar un material competente que tenga una capacidad de carga adecuada, o hasta una profundidad en la cual las tensiones adicionales debidas a la carga estimada de las zapatas sea menor que 10 por ciento de la tensión efectiva debida a la sobrecarga de suelo existente, cualquiera sea la que resulte mayor. Si a escasa profundidad se encuentra un lecho de roca, el sondeo deberá avanzar como mínimo 3000 mm hacia el interior del lecho de roca o hasta la profundidad correspondiente al nivel de fundación proyectado, cualquiera sea el valor que resulte mayor.

Se deberán realizar ensayos en laboratorio y/o in situ para determinar las características de resistencia, deformación y flujo de los suelos y/o rocas y establecer si son adecuados para la fundación seleccionada.

Formaciones geológicas;

Ubicación y espesor de las unidades de suelo y roca;

Propiedades físicas de las unidades de suelo y roca, incluyendo su densidad, resistencia al corte y compresibilidad;

Condiciones del agua freática;

Topografía del terreno; y

Consideraciones locales, por ejemplo, presencia de depósitos de suelos licuables, vacíos subterráneos debidos a la meteorización o actividad minera, o potencial de inestabilidad de taludes.

Los parámetros derivados de los ensayos in situ, tales

como los ensayos de penetración estándar, ensayos con penetrómetro de cono, ensayos con penetrómetro dinámico y ensayos presiométricos, también se pueden utilizar directamente en los cálculos de diseño considerando relaciones empíricas. Algunas veces estos parámetros pueden ser más confiables que los cálculos analíticos, especialmente cuando las condiciones del suelo son familiares y para ellas existen relaciones empíricas bien establecidas.

Los valores de diseño seleccionados para los parámetros deben ser adecuados para el estado límite particular considerado y el correspondiente modelo de cálculo seleccionado.

Para determinar el valor de cada parámetro se deberían considerar los datos relevantes publicados juntamente con la experiencia local y general. Cuando corresponda, también se deberían considerar las correlaciones entre los parámetros que hayan sido publicadas.

Al interpretar los resultados de los ensayos realizados también se debería considerar la información publicada referente al uso de cada tipo de ensayo para las condiciones del suelo correspondientes.

10.4.2 Ensayos en Laboratorio

10.4.2.1 Requisitos Generales Los ensayos en laboratorio se deberán realizar de

acuerdo con las normas AASHTO o ASTM

C10.4.2.1 Comprender las propiedades de los suelos es

fundamental para poder utilizar los actuales métodos para

10.4.2 Ensayos en Laboratorio


correspondientes o de acuerdo con las normas provistas por el Propietario, y pueden incluir los siguientes ensayos para suelos y rocas.

el diseño de fundaciones y obras de tierra. El propósito de los ensayos de laboratorio es obtener

los datos básicos con los cuales clasificar los suelos y determinar sus propiedades.

10.4.2.2 Ensayos para Suelos

Los ensayos de suelos realizados en laboratorio pueden

incluir:

Contenido de agua - ASTM D 4643

Gravedad específica - AASHTO T 100 (ASTM D 854)

Distribución granulométrica - AASHTO T 88 (ASTM D 422)

Límite líquido y límite plástico - AASHTO T 90 (ASTM D 4318)

Ensayo de corte directo - AASHTO T 236 (ASTM D 3080)

Ensayo de compresión no confinado - AASHTO T 208 (ASTM D 2166)

Ensayo triaxial no consolidado no drenado - ASTM D 2850

Ensayo triaxial consolidado no drenado - AASHTO T 297 (ASTM D 4767)

Ensayo de consolidación - AASHTO T 216 (ASTM D 2435 o D 4186)

Ensayo de permeabilidad - AASHTO T 215 (ASTM D 2434)

C10.4.2.2 Los ensayos de suelos realizados en laboratorio se

pueden agrupar en dos clases generales:

Ensayos de clasificación: Estos ensayos se pueden realizar sobre muestras alteradas o inalteradas.

Ensayos cuantitativos para determinar permeabili-dad, compresibilidad y resistencia al corte: Estos ensayos generalmente se realizan sobre muestras inalteradas, excepto en el caso de materiales que se han de colocar como relleno controlado o suelos que tienen una estructura estable. En estos casos los ensayos se deberían realizar sobre muestras preparadas en laboratorio.

10.4.2.3 Ensayos para Rocas Los ensayos de rocas realizados en laboratorio pueden

incluir:

Determinación de módulos de elasticidad - ASTM D 3148

Ensayo de compresión triaxial - AASHTO T 266 (ASTM D 2664)

Ensayo de compresión no confinada - ASTM D 2938

C10.4.2.3 Los ensayos en laboratorio tienen una aplicación muy

limitada para medir las propiedades más significativas de las rocas, como por ejemplo:

Resistencia a la compresión,

Resistencia al corte,

Dureza,

Compresibilidad, y

10.4.2.3 Ensayos para Rocas

10.4.2.2 Ensayos para Suelos


Ensayo de resistencia a la tracción por compresión diametral - ASTM D 3967

Permeabilidad

Las muestras de roca lo suficientemente pequeñas

como para ser ensayadas en laboratorio generalmente no son representativas de la totalidad de la masa rocosa. Los ensayos de rocas realizados en laboratorio se utilizan fundamentalmente para clasificar muestras de roca intacta y, si se realizan adecuadamente, son de gran utilidad para este propósito.

Los ensayos en laboratorio realizados sobre muestras intactas proporcionan límites superiores para la resistencia y límites inferiores para la compresibilidad. Con frecuencia los ensayos en laboratorio se pueden utilizar conjuntamente con ensayos in situ para obtener estimaciones razonables de las características del comportamiento de la masa de roca.

10.4.3 Ensayos In Situ

10.4.3.1 Requisitos Generales

Se pueden realizar ensayos in situ para obtener los

parámetros de deformación y resistencia de los suelos o rocas de fundación a utilizar en el diseño y/o análisis. Los ensayos se deberán realizar de acuerdo con las normas recomendadas por ASTM o AASHTO, y pueden incluir tanto ensayos de suelo in situ como ensayos de roca in situ.

C10.4.3.1 La Tabla C10.4.3.2-1 (Canadian Geotechnical Society

1985) indica algunas características de los ensayos in situ que se realizan habitualmente.

10.4.3.2 Ensayos de Suelos Realizados In Situ Los ensayos de suelos realizados in situ incluyen:

Ensayo de Penetración Estándar - AASHTO T 206 (ASTM D 1586)

Ensayo de Penetración Estática (Cono Estático) - ASTM D 3441

Ensayo del Molinete - AASHTO T 223 (ASTM D 2573)

Ensayo Presiométrico - ASTM D 4719

Ensayo con Placa de Carga - AASHTO T 235 (ASTM D 1194)

Ensayo de Pozo (Permeabilidad) - ASTM D 4750

10.4.3 Ensayos In Situ

Se pueden realizar ensayos in situ para obtener los p y pparámetros de deformación y resistencia de los suelos o p yrocas de fundación a utilizar en el diseño y/o análisis.

Ensayo de Penetración Estándar - AASHTO T 206y(ASTM D 1586)

10.4.3.2 Ensayos de Suelos Realizados In Situ


Tabla C10.4.3.2-1 Ensayos In Situ

TIPO DE ENSAYO MEJOR APLICACIÓN

NO ES APLICABLE PARA

PROPIEDADES QUE PERMITE DETERMINAR

Ensayo de Penetración Estándar (SPT)

Arena Grava gruesa Evaluación cualitativa de la compacidad. Comparación cualitativa de la estratificación del subsuelo.

Ensayo de Penetración Dinámica (Cono Dinámico)

Arena y Grava Arcilla Evaluación cualitativa de la compacidad. Comparación cualitativa de la estratificación del subsuelo.

Ensayo de Penetración Estática (Cono Estático)

Arena, Limo y Arcilla

_ Evaluación continua de la densidad y resistencia de las arenas. Evaluación continua de la resistencia al corte no drenada en arcillas.

Ensayo de Molinete Arcilla Todos los demás suelos

Resistencia al corte no drenada.

Ensayo Presiométrico Roca blanda, Arena, Grava y Till

Arcillas blandas sensibles

Capacidad de carga y compresibilidad

Ensayo con Placa de Carga y Ensayo con Barrena Helicoidal

Arena y Arcilla _ Módulo de deformación. Módulo de reacción de la subrasante. Capacidad de carga.

Ensayo con Dilatómetro de Placa Plana

Arena y Arcilla Grava Correlación empírica para tipo de suelo, Ke, relación de sobreconsolidación, módulo y resistencia al corte no drenada.

Ensayo de Permeabilidad

Arena y Grava _ Evaluación del coeficiente de permeabilidad

10.4.3.3 Ensayos de Rocas Realizados In Situ

Los ensayos realizados in situ pueden incluir:

Deformabilidad y resistencia de rocas débiles mediante un ensayo de compresión uniaxial in situ - ASTM D 4555

Determinación de la resistencia al corte directa de las discontinuidades de las rocas - ASTM D 4554

Módulo de deformación de una masa de roca usando el método de la placa de carga flexible - ASTM D 4395

Módulo de deformación de una masa de roca usando un ensayo de tesado radial - ASTM D 4506

Ensayo de Penetración yEstándar (SPT)

10.4.3.3 Ensayos de Rocas Realizados In Situ


Módulo de deformación de una masa de roca usando el método de la placa de carga rígida - ASTM D 4394

Determinación de la tensión y el módulo de deformación utilizando el método del gato plano - ASTM D 4729

Tensión en rocas usando el método de fractura hidráulica - ASTM D 4645

10.5 ESTADOS LÍMITE Y FACTORES DE

RESISTENCIA

10.5.1 Requisitos Generales Los estados límite deberán ser como se especifica en el

Artículo 1.3.2. Esta sección contiene aclaraciones específicas correspondientes a las fundaciones.

10.5.2 Estados Límite de Servicio El diseño de las fundaciones para el estado límite de

servicio deberá incluir:

Los asentamientos,

Los desplazamientos laterales,

La capacidad de carga estimada usando la presunta presión de contacto, y

La estabilidad global.

La consideración de los asentamientos se deberá basar

en criterios de transitabilidad ("rideability") y economía. La evaluación de la estabilidad global de los taludes

con o sin unidades de fundación se debería realizar en el estado límite de servicio en base a la Combinación de Cargas correspondiente a Estado Límite de Servicio I y un factor de resistencia adecuado. En ausencia de mejor información, el factor de resistencia se podrá tomar como:

Cuando los parámetros geotécnicos están bien definidos y el talud no soporta ni contiene un elemento estructural ……..………………….... 0,85

Cuando los parámetros geotécnicos se basan en información limitada, o cuando el talud soporta o contiene un elemento estructural …..……….... 0,65

C10.5.2 En los puentes en los cuales la superestructura y la

subestructura no están integradas, los asentamientos se pueden corregir tesando y calzando los apoyos. El Artículo 2.5.2.3 establece requisitos de tesado para estos puentes.

Se debería comparar el costo que implicaría limitar los movimientos de las fundaciones contra el costo de diseñar la superestructura de modo que pueda tolerar mayores movimientos o contra el costo de corregir las consecuen-cias de los movimientos realizando mantenimiento. Esto permitirá determinar el mínimo costo correspondiente a la vida útil del puente. El Propietario puede establecer requisitos más severos.

Figura C10.5.2-1 Falla por estabilidad global de un muro de sostenimiento

La Figura C1 ilustra una falla por estabilidad global de

un muro de sostenimiento. La estabilidad global es un

El muro rotahacia atrás

Superficie deresbalamiento

10.5 ESTADOS LÍMITE Y FACTORES DERESISTENCIA

Figura C10.5.2-1 Falla por estabilidad global de un gmuro de sostenimiento

10.5.2 Estados Límite de Servicio

El diseño de las fundaciones para el estado límite de servicio deberá incluir:

Los asentamientos,

Los desplazamientos laterales,

La capacidad de carga estimada usando la presuntap gpresión de contacto, y

La estabilidad global.


tema relacionado con la estabilidad de taludes, y por lo tanto debe ser considerada en las verificaciones en estado límite de servicio.

10.5.3 Estado Límite de Resistencia El diseño de las fundaciones para el estado límite de

resistencia deberá incluir:

Capacidad de carga, excepto la presión de contacto presunta;

Pérdida de contacto excesiva;

Resbalamiento en la base de la zapata;

Pérdida de apoyo lateral; y

Capacidad estructural.

Las fundaciones se deberán dimensionar de manera tal

que la resistencia mayorada sea mayor o igual que las solicitaciones correspondientes a las cargas mayoradas especificadas en la Sección 3.

10.5.4 Estados Límite Correspondientes a Eventos Extremos

Cuando corresponda, las fundaciones se deberán

diseñar para eventos extremos.

C10.5.4 Los eventos extremos incluyen la inundación de control

para socavación, la colisión de vehículos y embarcaciones, las cargas sísmicas y otras situaciones específicas del predio que el Ingeniero determine que es necesario incluir.

Desde 1996 las consideraciones sísmicas para el diseño de fundaciones están siendo reevaluadas exhaustivamente. Por el momento se reproduce la información relevante de la División I-A de las Especificaciones Estándares en un Apéndice al final de la presente sección.

10.5.5 Factores de Resistencia

Los factores de resistencia para los diferentes tipos de

sistemas de fundación en el estado límite de resistencia se deberán tomar como se especifica en las Tablas 1 a 3, a menos que se encuentren disponibles valores específicos correspondientes a la región.

Cuando se especifican fundaciones con pilotes, la documentación técnica deberá especificar el nivel de verificación in situ de la capacidad de los pilotes. La verificación in situ especificada deberá ser consistente con el valor de v tomado de la Tabla 2.

Los factores de resistencia para el estado límite de servicio se deberán considerar iguales a 1,0.

C10.5.5 En aquellos casos en los cuales había información

estadística disponible, para derivar los factores de resistencia geotécnica indicados en las Tablas 1 a 3 se utilizó la teoría de la confiabilidad, combinada en algunos casos con el criterio profesional. Estos valores de resistencia no se aplican a la resistencia estructural, para la cual se deberían utilizar las Secciones 5, 6, 7 y 8. En aquellos casos en los cuales la información disponible era insuficiente para realizar una calibración aplicando la teoría de la confiabilidad, los factores de resistencia fueron seleccionados en base al criterio profesional, de manera que los diseños realizados utilizando los procedimientos por factores de carga y resistencia fueran consistentes con

10.5.3 Estado Límite de Resistencia

El diseño de las fundaciones para el estado límite deresistencia deberá incluir:

Capacidad de carga, excepto la presión de contacto ppresunta;

Pérdida de contacto excesiva;

Resbalamiento en la base de la zapata;

Pérdida de apoyo lateral; y

Capacidad estructural.

10.5.5 Factores de Resistencia

Los factores de resistencia para los diferentes tipos de p psistemas de fundación en el estado límite de resistencia se deberán tomar como se especifica en las Tablas 1 a 3, a p ,menos que se encuentren disponibles valores específicos qcorrespondientes a la región.


Cuando se anticipa que el hincado de los pilotes se hará

con dificultad, se debería considerar una reducción adicional de Pn.

los diseños obtenidos utilizando procedimientos por tensiones admisibles. El Apéndice A de Barker et al. (1991) contiene mayor información sobre este tema.

Cuando un componente del puente está siendo "empujado" por el suelo, como por ejemplo los muros de retención de los estribos integrales, o bien "jalado" hacia el suelo, como por ejemplo los macizos de anclaje, el factor de resistencia para el empuje pasivo del suelo asociado con la capacidad de carga se debe adoptar como se especifica en la Tabla 1. Por otro lado, si se utiliza el empuje pasivo del suelo para determinar las solicitaciones sobre otros componentes del puente, por ejemplo los momentos flectores en los componentes de un estribo integral, es conservador asumir que está disponible la máxima resistencia pasiva, es decir, = 1,0.

Antes se consideraba un factor de reducción aproximadamente igual a 0,875 cuando se anticipaba una dificultad moderada para el hincado, y un factor aproximadamente igual a 0,75 cuando se anticipaba que el hincado de los pilotes sería difícil. El trabajo de Davidsson et al. (1983) contiene más detalles sobre este tema.

Tabla 10.5.5-1 Factores de Resistencia para el Estado Límite de Resistencia de las Fundaciones Superficiales

MÉTODO/SUELO/CONDICIÓN FACTOR DE RESISTENCIA

Arena: Procedimiento semiempírico utilizando datos de ensayos SPT

0,45

Procedimiento semiempírico utilizando datos de ensayos de penetración (CPT)

0,55

Método racional - usando f estimado a partir de datos de ensayos SPT usando f estimado a partir de datos de ensayos CPT

0,35 0,45

Arcilla Procedimiento semiempírico utilizando datos de ensayos CPT

0,50

Método racional - usando la resistencia al corte medida en ensayos en laboratorio

0,60

usando la resistencia al corte medida en ensayos de molinete in situ

0,60

usando la resistencia al corte estimada a partir de datos de ensayos CPT

0,50

Roca Procedimiento semiempírico, Carter y Kulhawy (1988)

0,60

Capacidad de carga y empuje pasivo

Ensayo con placa de carga 0,55

0,45

Tabla 10.5.5-1 Factores de Resistencia para el Estado Límite de Resistencia de las Fundaciones Superficiales

0,60



Hormigón prefabricado colocado sobre arena usando f estimado a partir de datos de ensayos SPT usando f estimado a partir de datos de ensayos CPT

0,90 0,90

Hormigón colado en obra sobre arena usando f estimado a partir de datos de ensayos SPT usando f estimado a partir de datos de ensayos CPT

0,80 0,80

El resbalamiento en arcilla es controlado por la resistencia de la arcilla si la resistencia al corte de la arcilla es menor que 0,5 veces la tensión normal, y es controlado por la tensión normal si la resistencia al corte de la arcilla es mayor que 0,5 veces la tensión normal (ver Figura 10.6.3.3-1, la cual fue desarrollada para el caso en que hay al menos 150 mm de material granular compactado debajo de la zapata). Arcilla (cuando la resistencia al corte es menor que 0,5 veces la presión normal)

usando la resistencia al corte medida en ensayos en laboratorio

0,85

usando la resistencia al corte medida en ensayos in situ 0,85

usando la resistencia al corte estimada a partir de datos de ensayos CPT

0,80

Arcilla (cuando la resistencia es mayor que 0,5 veces la presión normal)

0,85

Suelo sobre suelo 1,0

Resbalamiento

ep Componente de empuje pasivo del suelo de la resistencia al resbalamiento

0,50

0,80

0,50


Tabla 10.5.5-2 Factores de Resistencia para el Estado Límite de Resistencia Geotécnica en Pilotes Hincados Cargados Axialmente


Resistencia friccional: Arcilla

método (Tomlinson 1987) 0,70 v

método (Esrig y Kirby 1979, y método de Nordlund aplicado a suelos cohesivos)

0,50 v

método (Vijayvergiya y Focht 1972) 0,55 v

Resistencia de punta: Arcilla y Roca

Arcilla (Skempton 1951) 0,70 v

Roca (Canadian Geotechnical Society 1985) 0,50 v

Resistencia friccional y resistencia de punta: Arena

Método SPT 0,45 v

Método CPT 0,55 v

Análisis por ecuación de onda asumiendo la resistencia al hincado 0,65 v

Capacidad de carga última de pilotes hincados individuales

Ensayo de carga 0,80 v

Falla en bloque Arcilla 0,65

método 0,60

método 0,40

método 0,45

método SPT 0,35

método CPT 0,45

Resistencia contra el levantamiento de pilotes hincados individuales

Ensayo de carga 0,80

Arena 0,55 Resistencia contra el levantamiento de grupos de pilotes hincados Arcilla 0,55

Método para controlar la instalación de los pilotes y verificar su capacidad durante o después del hincado a ser especificado en la documentación técnica Valor de v

Fórmulas para hincado de pilotes, por ejemplo, ENR, ecuación sin medición de onda de tensión durante el hincado 0,80

Gráfica de carga obtenida mediante análisis de ecuación de onda sin medición de onda de tensión durante el hincado 0,85

Mediciones de onda de tensión en 2% a 5% de los pilotes, capacidad verificada mediante métodos simplificados, por ejemplo analizador de hincado de pilotes 0,90

Mediciones de onda de tensión en 2% a 5% de los pilotes, capacidad verificada mediante métodos simplificados, por ejemplo analizador de hincado de pilotes y ensayo de carga estática para verificar la capacidad 1,00

Mediciones de onda de tensión en 2% a 5% de los pilotes, capacidad verificada mediante métodos simplificados, por ejemplo analizador de hincado de pilotes y análisis CAPWAP para verificar la capacidad 1,00

Mediciones de onda de tensión en 10% a 70% de los pilotes, capacidad verificada mediante métodos simplificados, por ejemplo analizador de hincado de pilotes 1,00

Pilotes HincadosCargados Axialmente


Tabla 10.5.5-3 Factores de Resistencia para el Estado Límite de Resistencia Geotécnica en Pilotes Perforados Cargados Axialmente


Resistencia lateral en arcilla Método (Reese y O'Neill 1988)

0,65

Resistencia de la base en arcilla Tensión total (Reese y O'Neill 1988)

0,55

Resistencia lateral en arena Touma y Reese (1974) Meyerhof (1976) Quiros y Reese (1977) Reese y Wright (1977) Reese y O'Neill (1988)

Ver discusión en el Articulo 10.8.3.4

Resistencia de la base en arena Touma y Reese (1974) Meyerhof (1976) Quiros y Reese (1977) Reese y Wright (1977) Reese y O'Neill (1988)


Resistencia lateral en roca Carter y Kulhawy (1988) 0,55

Horvath y Kenney (1979) 0,65

Resistencia de la base en roca Canadian Geotechnical Society (1985) 0,50

Método de la presión (Canadian Geotechnical Society 1985)

0,50

Capacidad de carga última de pilotes perforados individuales

Resistencia lateral y resistencia de punta


Falla en bloque Arcilla 0,65

Arcilla Método (Reese y O'Neill 1988)

0,55

Pilotes perforados con base acampanada (Reese y O'Neill 1988)

0,50

Arena Touma y Reese (1974) Meyerhof (1976) Quiros y Reese (1977) Reese y Wright (1977) Reese y O'Neill (1988)


Roca Carter y Kulhawy (1988) 0,45

Horvath y Kenney (1979) 0,55

Resistencia contra el levantamiento de pilotes perforados individuales


Resistencia contra levantamiento de grupos de pilotes perforados

Arena Arcilla

0,55 0,55

Pilotes Perforados Cargados Axialmente


10.6 ZAPATAS 10.6.1 Consideraciones Generales 10.6.1.1 Requisitos Generales

Los requisitos del presente artículo se aplican al diseño

de zapatas aisladas y, cuando corresponda, a las zapatas combinadas. Se deberá prestar particular atención a las zapatas construidas sobre rellenos.

Las zapatas se deberían diseñar de manera que la presión debajo de la zapata sea tan uniforme como sea posible. La distribución de la presión del suelo deberá ser consistente con las propiedades del suelo o la roca y la estructura y con los principios establecidos de la mecánica de suelos y de rocas.

C10.6.1.1 En los rellenos los problemas de capacidad insuficiente

y/o asentamiento excesivo pueden ser significativos, particularmente si se utilizan materiales pobres es decir blandos, húmedos, congelados o no durables, o si el material no está compactado adecuadamente. El asentamiento de un relleno incorrectamente colocado o compactado alrededor de las pilas de un puente puede provocar un aumento sustancial de las cargas en las zapatas debido a la fuerza de fricción descendente que ejerce sobre la pila el relleno que se asienta, es decir, fricción superficial negativa. Aún los rellenos correctamente colocados y compactados experimentan cierta cantidad de asentamiento o hinchamiento, dependiendo del tipo de material, las condiciones de humedad, el método de colocación y el método y el grado de compactación.

10.6.1.2 Profundidad

La profundidad de las zapatas se deberá determinar

considerando la naturaleza de los materiales de fundación y la posibilidad de socavación. Las zapatas ubicadas en cruces sobre cursos de agua se deberán fundar como mínimo a una profundidad de 600 mm por debajo de la máxima profundidad de socavación anticipada como se especifica en el artículo 2.6.4.4.1.

Las zapatas que no están expuestas a la acción de las

corrientes de agua se deberán fundar sobre una fundación firme debajo del nivel de congelamiento o sobre una fundación firme que se haya protegido contra las heladas sobreexcavando el material susceptible a las heladas hasta un nivel debajo de la línea de las heladas y reemplazándolo por material no susceptible a las heladas.

Se debería considerar el uso ya sea de un geotextil o bien de una capa de filtro granular graduado para reducir la susceptibilidad a la tubificación en el rip-rap o relleno detrás de los estribos.

C10.6.1.2 Cuando las zapatas se fundan sobre roca se debe prestar

particular atención al efecto de las voladuras. Cuando se realizan voladuras en formaciones rocosas competentes y altamente resistentes típicamente la roca se fractura hasta cierta profundidad debajo de la superficie final de la roca. Las voladuras pueden reducir la resistencia a la socavación dentro de la zona de roca inmediatamente debajo de la base de la zapata.

En los Estados Unidos existen considerables diferencias en cuanto a la penetración de las heladas entre diferentes regiones e incluso entre diferentes localidades. Si la protección contra las heladas es marginal o deficiente, se debería considerar el uso de aislantes para mejorar dicha protección contra las heladas.

La evaluación de las fuerzas de filtración y los

gradientes hidráulicos es fundamental para el diseño de las excavaciones para las fundaciones que se extienden por debajo del nivel freático. Las fuerzas de filtración ascendentes que actúan en el fondo de las excavaciones pueden provocar tubificación en los suelos granulares densos o levantamiento en los suelos granulares sueltos, y esto puede provocar inestabilidad de la base. Estos problemas se pueden controlar mediante un drenaje adecuado, típicamente utilizando pozos o puntas filtrantes (well points). El drenaje de las excavaciones en suelos granulares sueltos puede provocar el asentamiento del

10.6 ZAPATAS

Los requisitos del presente artículo se aplican al diseño q p pde zapatas aisladas y, cuando corresponda, a las zapatas pcombinadas.

10.6.1.2 Profundidad

La profundidad de las zapatas se deberá determinar p pconsiderando la naturaleza de los materiales de fundación y la posibilidad de socavación. Las zapatas ubicadas en pcruces sobre cursos de agua se deberán fundar comoy p

gmínimo a una profundidad de 600 mm por debajo de lap p jmáxima profundidad de socavación anticipada como sepespecifica en el artículo 2.6.4.4.1.

10.6.1 Consideraciones Generales


terreno circundante. Si hay estructuras adyacentes que pudieran resultar dañadas por tales asentamientos o si el costo del drenaje es demasiado elevado se podrían utilizar métodos para cortar la filtración, tales como tablestacados o muros interceptores.

10.6.1.3 Anclaje

Las zapatas que están fundadas sobre superficies de

roca maciza lisas inclinadas y que no están restringidas por medio de una sobrecarga de material resistente se deberán anclar de manera efectiva utilizando anclajes para roca, bulones para roca, clavijas, barras de trabazón u otros medios adecuados.

C10.6.1.3 Las voladuras tienen una elevada probabilidad de

sobreexcavar y/o fragmentar la roca por debajo del nivel de la zapata. En consecuencia, se debería proveer un anclaje efectivo entre la roca y la zapata, como por ejemplo el que proveen los anclajes, los bulones o las barras de trabazón para roca.

10.6.1.4 Nivel Freático

Las fundaciones se deberán diseñar considerando el

máximo nivel freático anticipado. Se deberá considerar la influencia del nivel freático

sobre la capacidad de carga de los suelos o rocas y sobre los asentamientos de la estructura. Si hay fuerzas de filtración éstas también se deberán incluir en los análisis.

10.6.1.5 Levantamiento Si las fundaciones están sujetas a fuerzas de

levantamiento se deberá investigar tanto la resistencia al arrancamiento como la resistencia estructural de las fundaciones.

10.6.1.6 Estructuras Cercanas Cuando las fundaciones se colocan adyacentes a

estructuras existentes se deberá investigar la influencia de las estructuras existentes sobre el comportamiento de la fundación y el efecto de la fundación sobre las estructuras existentes.

10.6.2 Movimiento y Presión de Contacto en el Estado Límite de Servicio


En el estado límite de servicio se deberá investigar el

movimiento de las fundaciones tanto en la dirección del asentamiento vertical como en la dirección del desplazamiento lateral.

Se deberá evaluar el desplazamiento lateral de una estructura:

Si hay cargas horizontales o inclinadas,

C10.6.2.1 Las deformaciones elásticas ocurren rápidamente y por

lo general son pequeñas. Normalmente estas deformacio-nes se desprecian en el diseño. Los cambios de volumen asociados con la reducción del contenido de agua del subsuelo se denominan consolidación; la consolidación se puede estimar y medir. En todos los suelos se produce asentamiento por consolidación. En los suelos no cohesivos la consolidación ocurre rápidamente y en

Las fundaciones se deberán diseñar considerando el máximo nivel freático anticipado.

10.6.1.4 Nivel Freático


Si la fundación está dispuesta sobre un terraplén inclinado,

Si existe la posibilidad de pérdida de apoyo de la fundación debido a la erosión o socavación, o

Si los estratos portantes tienen una inclinación significativa.

general no se puede distinguir de la deformación elástica. En los suelos cohesivos, tales como las arcillas, la consolidación puede producirse durante un período de tiempo considerable.

Diferentes cargas pueden afectar significativamente la magnitud de los asentamientos o desplazamientos laterales de los suelos. Para estimar los asentamientos se deberían considerar los siguientes factores:

La relación entre la carga sostenida o de larga duración y la carga total,

La duración de las cargas sostenidas, y

El intervalo de tiempo durante el cual se produce el asentamiento o desplazamiento lateral.

En los suelos cohesivos los asentamientos por

consolidación dependen del tiempo; en consecuencia, las cargas transitorias tendrán un efecto despreciable. Sin embargo, en los suelos no cohesivos en los cuales la permeabilidad es lo suficientemente elevada, las cargas transitorias pueden producir deformación elástica. Debido a que en los suelos sin cohesión la deformación a menudo ocurre durante la construcción, es decir durante la etapa de aplicación de las cargas, la estructura puede acomodar esta deformación en cierta medida, dependiendo del tipo de estructura y el método constructivo utilizado.

En los suelos no cohesivos o granulares la deformación frecuentemente ocurre tan pronto como se aplican las cargas. En consecuencia, en los suelos no cohesivos los asentamientos debidos a las cargas transitorias pueden ser significativos y por lo tanto deben ser incluidos en los análisis de asentamiento.

10.6.2.2 Criterios para el Movimiento

10.6.2.2.1 Requisitos Generales Se deberán desarrollar criterios para el movimiento

vertical y horizontal que sean consistentes con el tipo y la función de la estructura, su vida de servicio anticipada y las consecuencias de los movimientos inaceptables sobre el comportamiento de la estructura. Los criterios de movimiento admisible se deberán establecer mediante procedimientos empíricos o mediante análisis estructurales, o bien considerando ambos tipos de métodos.

C10.6.2.2.1 La experiencia indica que los puentes pueden acomodar

asentamientos mayores que los que tradicionalmente se permiten o anticipan en el diseño. Este acomodo es acompañado por fluencia lenta, relajación y redistribución de las solicitaciones. Se han realizado algunos estudios para sintetizar la respuesta aparente. Estos estudios indican que en los criterios de asentamiento no se deberían permitir distorsiones angulares entre fundaciones adyacentes mayores que 0,008 en tramos simples ni mayores que 0,004 en tramos continuos (Moulton et al. 1985; Barker et al. 1991). Puede ser necesario adoptar distorsiones angulares límite menores luego de considerar:


El costo de mitigación mediante fundaciones de mayor tamaño, realineación y reconstrucción,

La transitabilidad (rideability),

Consideraciones estéticas, y

Consideraciones de seguridad.

10.6.2.2.2 Cargas El asentamiento inmediato se deberá determinar

utilizando la combinación de cargas correspondiente al Estado Límite de Servio I, según se especifica en la Tabla 3.4.1-1. Los asentamientos dependientes del tiempo en los suelos cohesivos se pueden determinar utilizando sólo las cargas permanentes.

Se deberán investigar los asentamientos provocados por la carga de terraplenes detrás de los estribos del puente.

En las áreas en las cuales hay actividad sísmica se deberán considerar los potenciales asentamientos de las zapatas construidas sobre arena que podrían ocurrir como resultado de las vibraciones inducidas por los movimientos sísmicos.

10.6.2.2.3 Análisis de los Asentamientos 10.6.2.2.3a Requisitos Generales Los asentamientos de las fundaciones se deberían

estimar utilizando análisis de deformaciones basados en los resultados de ensayos en laboratorio o ensayos in situ. Los parámetros del suelo usados en los análisis se deberían seleccionar de manera que reflejen el historial de carga del terreno, la secuencia de la construcción y el efecto de la estratificación del suelo.

Se deberán considerar tanto los asentamientos totales como los asentamientos diferenciales, incluyendo los efectos dependientes del tiempo.

El asentamiento total, incluyendo el asentamiento elástico, el asentamiento por consolidación y el asentamiento secundario, se puede tomar como:

t e c sS S S S (10.6.2.2.3a-1)

donde: Se = asentamiento elástico (mm) Sc = asentamiento por consolidación (mm) Ss = asentamiento secundario (mm)

C10.6.2.2.3a El asentamiento inmediato, que debido al método que

se utiliza para calcularlo algunas veces se denomina asentamiento elástico, es la deformación instantánea de la masa de suelo que ocurre al cargar el suelo. En los suelos cohesivos prácticamente saturados o saturados, la carga aplicada es inicialmente soportada por la presión del agua intersticial. A medida que la carga aplicada hace que el agua intersticial salga de los vacíos del suelo, la carga se transfiere al esqueleto del suelo. El asentamiento por consolidación es la compresión gradual del esqueleto del suelo a medida que el agua intersticial sale de los vacíos del suelo. El asentamiento secundario ocurre como resultado de la deformación plástica del esqueleto del suelo bajo una tensión efectiva constante.

Los asentamientos inmediatos predominan en los suelos no cohesivos y en los suelos cohesivos insaturados, mientras que los asentamientos por consolidación predominan en los suelos cohesivos de grano fino que tienen un grado de saturación mayor que aproximadamente 80 por ciento. El asentamiento secundario es una consideración fundamental en los suelos altamente plásticos o que contienen depósitos orgánicos.

Para las zapatas en roca la principal componente de


Cuando corresponda, también se deberían considerar

otros factores que pudieran afectar el asentamiento, como por ejemplo las cargas de terraplenes y las cargas laterales y/o excéntricas y, para las zapatas en suelos granulares, las cargas que originan las vibraciones debidas a las sobrecargas dinámicas o cargas sísmicas.

La distribución del aumento de la tensión vertical debajo de las zapatas circulares (o cuadradas) y las zapatas rectangulares largas, es decir, zapatas en las cuales L > 5B, se puede estimar utilizando la Figura 1.

Figura 10.6.2.2.3a-1 - Curvas de tensión vertical de Boussinesq para zapatas continuas y zapatas cuadradas, modificadas según Sowers (1979)

deformación es el asentamiento elástico, a menos que la roca o sus discontinuidades exhiban un comportamiento notablemente dependiente del tiempo.

Gifford et al. (1987) presentan lineamientos generales referidos a las condiciones de carga estática. Lam y Martin (1986) presentan lineamientos acerca de las condiciones de carga dinámica/sísmica.

Poulos y Davis (1974) presentan lineamientos sobre la distribución de las tensiones verticales para zapatas de otras geometrías.

Los métodos utilizados para estimar el asentamiento de las zapatas en arena incluyen un método integral que considera los efectos de las variaciones del aumento de la tensión vertical. Gifford et al. (1987) presentan lineamientos para la aplicación de estos procedimientos.

10.6.2.2.3b Asentamiento de las Zapatas en Suelos no Cohesivos

Los asentamientos de las zapatas en suelos no

cohesivos se pueden estimar utilizando procedimientos empíricos o la teoría de la elasticidad.

C10.6.2.2.3.b Aunque se recomiendan métodos para determinar el

asentamiento de los suelos no cohesivos, la experiencia indica que los asentamientos pueden variar considerable-mente dentro de una misma obra, y esta variación es imposible de predecir mediante cálculos convencionales.

Los asentamientos de los suelos no cohesivos ocurren esencialmente tan pronto como se carga la fundación. En consecuencia, su importancia para el comportamiento de la mayoría de las estructuras de puentes será pequeña debido a que los asentamientos ocurren antes de construir los elementos críticos del puente.

Muchos libros de texto y manuales de ingeniería (Terzaghi y Peck 1967; Sowers 1979; U.S. Department of the Navy 1982; Gifford et al. 1987; Tomlinson 1986;

qo0,08

qo0,06

qo0,005

B

2B

3B

4B

5B

6B

7B

8B

9B

10B

11B

B2B3B4B 2BB 3B 4B

0 0

prof

undi

dad

Zapata infinitamente larga(a)

Zapata cuadrada(b)

prof

undi

dad

BBqo qo

0,8

0,01

B2B3B4B 2BB 3B 4B

B

2B

3B

4B

5B

6B

7B

8B

9B

10B

11B

qo

0,02qo

0,04

q o

qo

qo

0,4

qo0,2qo0,04

qo0,1

qo0,02

qo0,01

qo0,08qo0,1

qo0,20,4qo

B B


El asentamiento elástico de las zapatas en suelos no

cohesivos se puede estimar utilizando la siguiente expresión:

21o

es z

q v AS

E (10.6.2.2.3b-1)

donde: qo = intensidad de la carga (MPa) A = área de la zapata (mm2) Es = módulo de Young del suelo, considerado como se

especifica en la Tabla 1 en lugar de los resultados de ensayos en laboratorio (MPa)

z = factor de forma considerado como se especifica en

la Tabla 2 (adimensional) v = coeficiente de Poisson, considerado como se

especifica en la Tabla 1 en lugar de los resultados de ensayos en laboratorio (adimensional)

A menos que Es varíe significativamente con la

profundidad, Es se debería determinar a una profundidad de alrededor de 1/2 a 1/3 de B por debajo de la zapata. Si el módulo del suelo varía significativamente con la profundidad, para Es se puede utilizar un promedio ponderado.

En la Tabla 1 se utiliza la siguiente nomenclatura:

N = resistencia del ensayo de penetración estándar (SPT) N1 = SPT corregido para considerar la profundidad Su = resistencia al corte no drenada (MPa) qc = resistencia del ensayo de penetración de cono (MPa)

Barker et al. 1991) describen detalladamente estos procedimientos.

Para obtener lineamientos generales para estimar el asentamiento elástico de las zapatas en arena, ver Gifford et al. (1987).

Las distribuciones de tensiones utilizadas para calcular el asentamiento elástico suponen que la zapata es flexible y que está apoyada sobre un estrato de suelo homogéneo de profundidad infinita. El asentamiento debajo de una zapata flexible varía entre un máximo cerca del centro y un mínimo en el borde iguales a aproximadamente 50 por ciento y 64 por ciento del máximo en el caso de zapatas rectangulares y circulares, respectivamente. Para las zapatas rígidas se asume que el perfil de asentamiento es uniforme en todo el ancho de la zapata.

Es difícil estimar con precisión el asentamiento elástico, ya que los análisis se basan en un único valor del módulo del suelo. Por lo tanto, para seleccionar un valor apropiado del módulo del suelo se debería considerar la influencia de la estratificación del suelo, la presencia de un lecho rocoso a baja profundidad y la presencia de zapatas adyacentes.

Para las zapatas con cargas excéntricas el área, A, se debería calcular en base a las dimensiones reducidas de la zapata como se especifica en el Artículo 10.6.3.1.5.


Tabla 10.6.2.2.3b-1 Constantes elásticas de diferentes suelos modificadas de acuerdo con el U.S. Department of the Navy (1982) y Bowles (1988)

Rango de valores

típicos

Estimación de Es a partir de N

Tipo de Suelo Módulo de Young,

Es (MPa)

Coeficiente de

Poisson, v (adimensional)

Tipo de suelo Es

(MPa)

Arcilla: Blanda sensible

Medianamente rígida a rígida

Muy rígida

2,4 - 15 15 - 50

50 - 100

0,4 - 0,5

(no drenada)

Limos, limos arenosos, mezclas levemente cohesivas

Arenas limpias finas a medias y arenas levemente limosas

Arenas gruesas y arenas con poca grava

Grava arenosa y gravas

0,4 N1

0,7 N1

1,0 N1

1,1 N1

Loes Limo

15 - 60 2 - 20

0,1 - 0,3 0,3 - 0,35

Grava arenosa y gravas 1,1 N1

Estimación de Es a partir de Su Arena fina: Suelta

Medianamente densa Densa

7,5 - 10 10 - 20 20 - 25

0,25

Arena: Suelta


10 - 25 25 - 50 50 - 75

0,20 - 0,35

0,30 - 0,40

Arcilla blanda sensible Arcilla medianamente rígida a rígida Arcilla muy rígida

400 Su - 1000 Su

1500 Su - 2400 Su

3000 Su - 4000 Su

Estimación de Es a partir de qc Grava: Suelta


25 - 75 75 - 100

100 - 200

0,2 - 0,35

0,3 - 0,4

Suelos arenosos

4 qc

Tabla 10.6.2.2.3b-2 Factores de forma y rigidez (EPRI 1983)

L/B Flexible, z (promedio)

Rígido, z

Circular 1,04 1,13

1 1,06 1,08

2 1,09 1,10

3 1,13 1,15

5 1,22 1,24

10 1,41 1,41


10.6.2.2.3c Asentamiento de las Zapatas en Suelos Cohesivos

Para las fundaciones en suelos cohesivos rígidos el

asentamiento elástico se puede determinar usando la Ecuación 10.6.2.2.3b-1.

Para las fundaciones en suelos cohesivos se deberán investigar tanto los asentamientos inmediatos como los asentamientos por consolidación. En las arcillas altamente plásticas y orgánicas los asentamientos secundarios pueden ser significativos y por lo tanto se deberán incluir en el análisis.

Cuando los resultados de los ensayos realizados en laboratorio se expresan en términos de la relación de vacíos (e), el asentamiento por consolidación de las zapatas en suelos cohesivos saturados o prácticamente saturados se puede considerar como:

Para suelos inicialmente sobreconsolidados

(es decir, 'p > 'o):

log log1

p fcc cr c

o o p

HS C Ce

(10.6.2.2.3c-1)

Para suelos inicialmente normalmente consolidados (es decir, 'p = 'o):

log1

fcc c

o p

HS Ce

(10.6.2.2.3c-2)

Para suelos inicialmente subconsolidados

(es decir, 'p < 'o):

log1

fcc c

o pc

HS Ce

(10.6.2.2.3c-3)

Cuando los resultados de los ensayos realizados en

laboratorio se expresan en términos de la deformación unitaria vertical, v, el asentamiento por consolidación se puede considerar como:

Para suelos inicialmente sobreconsolidados (es decir, 'p > 'o):

C10.6.2.2.3c En la práctica la mayoría de las zapatas en suelos

cohesivos están más fundadas en arcillas sobre-consolidadas, y los asentamientos se pueden estimar usando la teoría de la elasticidad (Baguelin et al. 1978) o el método del módulo tangente (Janbu 1963, 1967). Los asentamientos de las zapatas en arcilla sobreconsolidada generalmente ocurren aproximadamente un orden de magnitud más rápido que en los suelos sin preconsolidación, y es razonable asumir que ocurren tan pronto como se aplican las cargas. En raras ocasiones un estrato de suelo cohesivo puede exhibir una presión de preconsolidación menor que el valor calculado de la presión debida a la sobrecarga de suelo existente. En estos casos se dice que el suelo está subconsolidado, ya que aún no ha alcanzado un estado de equilibrio bajo la tensión debida a la sobrecarga aplicada. Esta condición puede haber sido provocada por una reciente disminución del nivel freático. En este caso ocurrirá asentamiento por consolidación debido a la carga adicional de la estructura y el asentamiento que está ocurriendo para llegar a un estado de equilibrio. El asentamiento por consolidación total debido a estas dos componentes se puede estimar utilizando las Ecuaciones 3 ó 6.

Para tomar en cuenta la disminución de la tensión a medida que aumenta la profundidad debajo de una zapata y las variaciones de la compresibilidad del suelo en función de la profundidad, el estrato compresible se debería dividir en incrementos verticales (típicamente de 1500 a 3000 mm para la mayoría de las zapatas de ancho normal utilizadas en aplicaciones viales) y se debería analizar separadamente el asentamiento por consolidación de cada incremento. El valor total de Sc es la sumatoria de los Sc para cada incremento.

La magnitud del asentamiento por consolidación depende de las propiedades de consolidación del suelo (es decir, Cc [o bien CcE] y Ccr [o bien CrE], la presión de preconsolidación ( 'p), la tensión efectiva vertical actual ( 'o) y la tensión efectiva vertical final después de la aplicación de cargas adicionales ( 'f). La condición del suelo ilustrada en las Figuras 1 y 2 corresponde a un suelo sobreconsolidado ( 'o < 'p), es decir un suelo que estuvo cargado previamente por los estratos que yacían sobre él, la disecación, la disminución del nivel freático, glaciaciones o algún otro proceso geológico. Si 'o = 'p el suelo se denomina normalmente consolidado. Debido a que Ccr típicamente es igual a 0,05Cc a 0,10Cc, para poder estimar el asentamiento por consolidación de manera confiable es necesario comprender plenamente el historial de las presiones a las cuales ha estado sometido el depósito de suelo.


log logp fc c re ce

o p

S H C C

(10.6.2.2.3c-4)

Para suelos inicialmente normalmente consolidados (es decir, 'p = 'o):

log fc c ce

p

S H C (10.6.2.2.3c-5)

Para suelos inicialmente subconsolidados

(es decir, 'p < 'o)

log fc c ce

pc

S H C (10.6.2.2.3c-6)

donde: Hc = altura del estrato de suelo compresible (mm) eo = relación de vacíos para la tensión efectiva vertical

inicial (adimensional) Ccr = índice de recompresión determinado como se

especifica en la Figura 1 (adimensional) Cc = índice de compresión determinado como se especifica

en la Figura 1 (adimensional) Cce = relación de compresión determinada como se

especifica en la Figura 2 (adimensional) Cre = relación de recompresión determinada como se

especifica en la Figura 2 (adimensional)

'p = máxima tensión efectiva vertical histórica del suelo en el intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa)

'o = tensión efectiva vertical inicial del suelo en el

intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa)

'f = tensión efectiva vertical final del suelo en el intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa)

'pc = tensión efectiva vertical actual del suelo, sin incluir la

tensión adicional debida a las cargas de la zapata (MPa)

La confiabilidad de las estimaciones del asentamiento por consolidación también depende de la calidad de la muestra utilizada para el ensayo de consolidación y de la exactitud con la cual se conocen o estiman los cambios de

'p en función de la profundidad. Como se ilustra en la Figura C1, la pendiente de la curva e versus log 'p y la ubicación de 'p se pueden ver fuertemente afectadas por la calidad de las muestras utilizadas para los ensayos de consolidación en laboratorio. En general, el uso de muestras de baja calidad dará por resultado una sobreestimación del asentamiento por consolidación. Típicamente el valor de 'p variará con la profundidad como se ilustra en la Figura C2. Si no se conoce la variación de 'p en función de la profundidad (por ejemplo, si para el perfil del suelo se realizó solamente un ensayo de consolidación), es posible que los asentamientos reales sean mayores o menores que el valor calculado en base a un único valor de 'p.

Figura C10.6.2.2.3c-1 Influencia de la calidad de la muestra sobre la consolidación (Holtz y Kovacs 1981)

Rango de ' de una muestra de baja calidad

Curva in situ

Curva de laboratorio paramuestra de alta calidadCurva de laboratorio para muestra de baja calidad

Tensión efectiva de consolidación, ' (escala log)vc

Rel

ació

n de

vac

íos,

e' in situp

' de una muestra de alta calidad

p

'oeo

p


Figura 10.6.2.2.3c-1 Típica curva de compresión por consolidación para suelo sobreconsolidado - Relación de vacíos en función de la tensión efectiva vertical (EPRI 1983)

Figura 10.6.2.2.3c-2 Típica curva de compresión por consolidación para suelo sobreconsolidado - Deforma-ción específica vertical en función de la tensión efectiva vertical (EPRI 1983)

Si el ancho de la zapata es pequeño con relación al

espesor del suelo compresible se deberá considerar el efecto de la carga tridimensional, el cual se puede tomar como:

3 1cc D c DS S (10.6.2.2.3c-7)

donde:

μc = factor de reducción tomado como se especifica en la

Figura 3 (adimensional) Sc (1-D) = asentamiento por consolidación unidimensional

(mm)

Figura C10.6.2.2.3c-2 Típica variación de la presión de preconsolidación en función de la profundidad (Holtz y Kovacs 1981)

La altura del recorrido de drenaje es la mayor distancia

entre cualquier punto de un estrato compresible y un estrato con drenaje en la parte superior y/o inferior de la unidad de suelo compresible. Cuando un estrato compresible está ubicado entre dos estratos de drenaje, Hd es igual a la mitad de la altura real del estrato. Cuando un estrato compresible está adyacente a un único estrato de drenaje, Hd es igual a la altura real del estrato.

Los cálculos para predecir la velocidad de consolidación en base a resultados de ensayos en laboratorio generalmente tienden a sobreestimar el tiempo real requerido para que la consolidación ocurra in situ. Esta sobreestimación se debe principalmente a:

La presencia de estratos de drenaje de poco espesor dentro del estrato compresible que no fueron observados durante la exploración del suelo o no se consideraron en el cálculo del asentamiento;

Los efectos de la disipación tridimensional de las presiones del agua intersticial in situ, antes que la disipación unidimensional que imponen los ensayos de consolidación en laboratorio y que se suponen en los análisis; y

Los efectos de la alteración de las muestras, que tiende a reducir la permeabilidad de las muestras ensayadas en laboratorio.

'fef

ep

eo 'p'o

C

Ccr

c

Tensión efectiva vertical, ' (escala logarítmica)

Rel

ació

nde

vac

íos,

e

'f

'p'o

vp

voc r

cc

vf

Tensión efectiva vertical, ' (escala logarítmica)

Def

orm

aci ó

nun

it ari a

vert i

cal,

v

Rango de ' de ensayos con odómetro en laboratorio

p

Arena limosa

Arena limosa

'vo

' , ' (MPa)o p

0

5

10

0,05 0,10 0,15

Prof

undi

dad

(m)

Arcilla limosa grisblanda sensible:vetas de conchillasy arenaPt 15W 50% prom.a


Figura 10.6.2.2.3c-3 Factor de reducción para considerar los efectos del asentamiento por consolida-ción tridimensional, EPRI (1983)

El tiempo (t) necesario para alcanzar un porcentaje

determinado del asentamiento por consolidación unidimen-sional estimado se puede tomar como:

2

d

v

THtc

(10.6.2.2.3c-8)

donde: T = factor de tiempo que se toma como se especifica en la

Figura 4 (adimensional) Hd = altura del recorrido de drenaje más largo en un estrato

de suelo compresible (mm) cv = coeficiente que se toma de los resultados de ensayos

de consolidación realizados en laboratorio sobre muestras de suelo inalterado o de mediciones in situ utilizando dispositivos tales como una sonda o un cono piezométrico (mm2/año)

El asentamiento secundario de las zapatas en suelos

cohesivos se puede tomar como:

2

1

logs ae ctS C Ht

(10.6.2.2.3c-9)

donde: t1 = tiempo en el cual comienza el asentamiento

secundario, típicamente en un tiempo equivalente al 90 por ciento del grado de consolidación promedio (años)

Winterkorn y Fang (1975) presentan valores de T para

otras distribuciones de las presiones en exceso. El asentamiento secundario se produce como resultado

del reajuste continuo del esqueleto del suelo bajo cargas sostenidas. El asentamiento secundario es más importante para las arcillas altamente plásticas y los suelos orgánicos y micáceos. Aún no se comprende totalmente el mecanismo de los asentamientos secundarios, particularmente en el caso de las arcillas altamente plásticas y orgánicas. En consecuencia, los asentamientos secundarios calculados se deben considerar exclusivamente como estimaciones aproximadas.

B

arcilla

0,2

H

c

0

0,5

1,01 5 10 15

Fact

or d

e re

ducc

ión,

Relación de sobreconsolidación, ' / '

cB / H = 1

p o

4

c


t2 = tiempo arbitrario que podría representar la vida de servicio de la estructura (años)

Cae = coeficiente estimado a partir de los resultados de

ensayos de consolidación realizados en laboratorio sobre muestras de suelo inalteradas (adimensional).

Figura 10.6.2.2.3c-4 - Porcentaje de consolidación en función del factor de tiempo, T, EPRI (1983

10.6.2.2.3d Asentamiento de las Zapatas en Roca Para las zapatas en roca competente, diseñadas de

acuerdo con el Artículo 10.6.3.2.2, generalmente se puede asumir que los asentamientos elásticos son menores que 15 mm. Si los asentamientos elásticos de esta magnitud no son aceptables o si la roca no es competente se deberá realizar un análisis del asentamiento en base a las características de la masa de roca.

Si la roca está fisurada o triturada y no se satisfacen los criterios para determinar que la roca es competente, en el análisis del asentamiento se deberán considerar la influencia del tipo de roca, el estado de las discontinuidades y el grado de meteorización.

El asentamiento elástico de las zapatas en roca fisurada o triturada se puede tomar como:

Para zapatas circulares (o cuadradas):

21 po

m

r Iq v

E (10.6.2.2.3d-1)

donde:

pz

I (10.6.2.2.3d-2)

Para zapatas rectangulares:

C10.6.2.2.3d En la mayoría de los casos alcanza con determinar el

asentamiento utilizando la presión media debajo de la zapata.

Cuando las fundaciones están sujetas a una carga muy elevada o cuando la tolerancia para el asentamiento es muy pequeña, el asentamiento de las zapatas en roca se puede estimar utilizando la teoría de la elasticidad. En estos análisis se debería emplear la rigidez de la masa de roca.

La precisión con la cual se pueden estimar los asentamientos utilizando la teoría de la elasticidad depende de la precisión del módulo de elasticidad estimado para la masa de roca, Em. En algunos casos el valor de Em se puede estimar mediante correlación empírica con el valor del módulo de elasticidad de la roca intacta entre fisuras. Si las condiciones de la masa de roca son inusuales o pobres puede ser necesario determinar su módulo de elasticidad a partir de ensayos in situ, tales como ensayos con placa de carga y ensayos presiométricos.

Factor de tiempo, T

u inicial

Porc

enta

je d

e co

nsol

idac

ión,

U

100

80

60

40

20

00,001 0,01 0,1 1

o


21 po

m

B Iq v

E (10.6.2.2.3d-3)

donde:

1 2/p

z

L BI (10.6.2.2.3d-4)

y donde: qo = tensión vertical en la base del área cargada (MPa) v = coeficiente de Poisson (adimensional) r = radio de una zapata circular o B/2 en el caso de las

zapatas cuadradas (mm) Ip = coeficiente de influencia que toma en cuenta la

rigidez y las dimensiones de la zapata (adimensional) Em = módulo de la masa de roca (MPa)

z = factor que toma en cuenta la geometría y la rigidez de la zapata (adimensional)

Para las zapatas rígidas los valores de Ip se pueden

calcular usando los valores de z indicados en la Tabla 10.6.2.2.3b-2. Si no hay resultados de ensayos en laboratorio disponibles, para los tipos de roca habituales los valores del coeficiente de Poisson, v, se pueden tomar como se indica en la Tabla 1. La determinación del módulo de la masa de roca, Em, se debería basar en resultados de ensayos in situ y en laboratorio. Alternativamente, los valores de Em se pueden estimar multiplicando el módulo de la roca intacta, Eo, obtenido mediante ensayos de compresión uniaxial por un factor de reducción, E, que toma en cuenta la frecuencia de las discontinuidades según el RQD (designación de la calidad de la roca, según sus siglas en inglés), utilizando la siguiente relación (Gardner 1987):

m E oE E (10.6.2.2.3d-5)

donde:

0,0231 ( ) 1,32 0,15E RQD (10.6.2.2.3d-6)

Para el diseño preliminar o cuando es imposible obtener datos de ensayos específicos del predio, se pueden utilizar diferentes lineamientos para estimar los valores de Eo, tales como los que se indican en la Tabla 2. Para los análisis


preliminares o para el diseño final en aquellos casos en los cuales no hay resultados de ensayos in situ disponibles, para estimar Em se debería utilizar un valor E = 0,15.

La magnitud de los asentamientos por consolidación y secundarios en las masas rocosas que contienen vetas blandas u otros materiales con características de asentamiento dependientes del tiempo se puede estimar aplicando los procedimientos especificados en el Artículo 10.6.2.2.3c.

Tabla 10.6.2.2.3d-1 Coeficiente de Poisson para rocas intactas, modificado según Kulhawy (1978)

Coeficiente de Poisson, v

Tipo de roca No. de valores No. de tipos de roca Máximo Mínimo Promedio

Desviación estándar

Granito 22 22 0,39 0,09 0,20 0,08

Gabro 3 3 0,20 0,16 0,18 0,02

Diabasa 6 6 0,38 0,20 0,29 0,06

Basalto 11 11 0,32 0,16 0,23 0,05

Cuarcita 6 6 0,22 0,08 0,14 0,05

Mármol 5 5 0,40 0,17 0,28 0,08

Gneis 11 11 0,40 0,09 0,22 0,09

Esquisto 12 11 0,31 0,02 0,12 0,08

Arenisca 12 9 0,46 0,08 0,20 0,11

Limonita 3 3 0,23 0,09 0,18 0,06

Lutita 3 3 0,18 0,03 0,09 0,06

Caliza 19 19 0,33 0,12 0,23 0,06

Dolostona 5 5 0,35 0,14 0,29 0,08


Tabla 10.6.2.2.3d-2 Módulos de elasticidad para rocas intactas, modificados según Kulhawy (1978)

Módulo de Elasticidad, Eo (MPa × 103)

Tipo de roca No. de valores No. de tipos de roca Máximo Mínimo Promedio

Desviación estándar

Granito 26 26 100,0 6,410 52,70 3,55

Diorita 3 3 112,0 17,100 51,40 6,19

Gabro 3 3 84,1 67,600 75,80 0,97

Diabasa 7 7 104 69,000 88,30 1,78

Basalto 12 12 84,1 29,000 56,10 2,60

Cuarcita 7 7 88,3 36,500 66,10 2,32

Mármol 14 13 73,8 4,000 42,60 2,49

Gneiss 13 13 82,1 28,500 61,10 2,31

Pizarra 11 2 26,1 2,410 9,58 0,96

Esquisto 13 12 69,0 5,930 34,30 3,18

Filita 3 3 17,3 8,620 11,80 0,57

Arenisca 27 19 39,2 0,620 14,70 1,19

Limonita 5 5 32,8 2,620 16,50 1,65

Lutita 30 14 38,6 0,007 9,79 1,45

Caliza 30 30 89,6 4,480 39,30 3,73

Dolostona 17 16 78,6 5,720 29,10 3,44

10.6.2.2.4 Pérdida de Estabilidad Global Se deberá investigar la estabilidad global en el estado

límite de servicio utilizando los requisitos del Artículo 3.4.1.

C10.6.2.2.4 Se pueden emplear métodos o análisis de equilibrio que

utilicen el método de análisis de estabilidad de taludes de Bishop modificado, de Janbu simplificado, de Spencer u otro de aceptación generalizada.

La investigación de la estabilidad global es particular-mente importante para las fundaciones ubicadas próximas a:

Un talud natural o sobre terreno inclinado,

Un terraplén o una excavación,

Un cuerpo de agua,

Una explotación minera, o

Un muro de sostenimiento.

El modo de falla será determinado por las condiciones


del suelo en la proximidad de la zapata. Cuando las condiciones del suelo son relativamente homogéneas y estas condiciones se extienden debajo de la zapata, la superficie de falla crítica probablemente será curva. Cuando las condiciones subsuperficiales incluyen una zona o estrato particularmente débil o una superficie rocosa inclinada a poca profundidad, la superficie de falla crítica probablemente será plana. En muchos casos es necesario analizar ambos modos de falla para determinar cuál es el modo de falla más crítico.

Aún cuando la estabilidad global sea satisfactoria, puede ser necesario realizar exploraciones, ensayos y análisis especiales para los estribos de puentes o muros de sostenimiento construidos sobre suelos blandos si la consolidación y/o el estrechamiento lateral de los suelos blandos pueden provocar un asentamiento a largo plazo inaceptable o el movimiento lateral de los estribos.

10.6.2.3 Presión de Contacto en el Estado Límite de

Servicio 10.6.2.3.1 Valores Presuntos para la Presión de

Contacto El uso de valores presuntos se deberá basar en el

conocimiento de las condiciones geológicas en el predio del puente o en el área próxima al predio del puente.

C10.6.2.3.1 A menos que haya disponibles datos regionales más

apropiados, se pueden utilizar los valores presuntos indicados en la Tabla C1. Estos valores representan presiones de contacto admisibles y se aplican solamente en el estado límite de servicio.


Tabla C10.6.2.3.1-1 Presiones de contacto admisibles presuntas para zapatas en el Estado Límite de Servicio (Modificadas de acuerdo con el U.S. Department of the Navy, 1982)

PRESIÓN DE CONTACTO (MPa)

TIPO DE MATERIAL DE APOYO CONSISTENCIA IN SITU Rango normal Valor de uso

recomendado

Roca cristalina ígnea y metamórfica maciza: grafito, diorita, basalto, gneis, conglomerado bien cementado (la condición "sana" permite fisuras menores)

Roca muy dura sana 5,7 a 9,6 7,7

Roca metamórfica foliada: lutita, esquisto (la condición "sana" permite fisuras menores)

Roca dura sana 2,9 a 3,8 3,4

Roca sedimentaria: lutitas duras cementadas, limonita, arenisca, caliza sin cavidades

Roca dura sana 1,4 a 2,4 1,9

Lecho rocoso meteorizado o fisurado de cualquier tipo, excepto rocas fuertemente arcillosas (lutita)

Roca de dureza media 0,77 a 1,1 0,96

Lutita compactada u otra roca fuertemente arcillosa en condición sana

Roca de dureza media 0,77 a 1,1 0,96

Mezcla bien graduada de suelos granulares finos y gruesos: till glacial, tosca, morena (GW-GC, GC, SC)

Muy densa 0,77 a 1,1 0,96

Grava, mezcla de grava y arena, mezclas de grava y canto rodado (GW, GP, SW, SP)

Muy densa Medianamente densa a densa Suelta

0.57 a 0,96 0,38 a 0,67 0,19 a 0,57

0,67 0,48 0,29

Arena gruesa a media y con poca grava (SW, SP)


0,38 a 0,57 0,19 a 0,38

0,096 a 0,29

0,38 0,29 0,14

Arena fina a media, arena media a gruesa limosa o arcillosa (SW, SM, SC)


0,29 a 0,48 0,19 a 0,38

0,096 a 0,19

0,29 0,24 0,22

Arena fina, arena media a fina limosa o arcillosa (SP, SM, SC)


0,29 a 0,48 0,19 a 0,38

0,096 a 0,19

0,29 0,24 0,22

Arcilla inorgánica homogénea, arcilla arenosa o limosa (CL, CH)

Muy rígida a dura Medianamente rígida a rígida Blanda

0,29 a 0,57 0,096 a 0,29 0,048 a 0,096

0,38 0,19

0,048

Limo inorgánico, limo arenoso o arcilloso, limo-arcilla-arena fina estratificados (ML, MH)

Muy rígida a dura Medianamente rígida a rígida Blanda

0,19 a 0,38 0,096 a 0,029 0,048 a 0,096

0,29 0,14

0,048


10.6.2.3.2 Procedimientos Semiempíricos para Determinar la Presión de Contacto

La presión de contacto de la roca se puede determinar

usando una correlación empírica con el RQD o el Sistema de Clasificación Geomecánico de las Masas de Roca, RMR, o bien el Sistema de Clasificación de las Masas Rocosas del Instituto Geotécnico Noruego, NGI. Al utilizar estos procedimientos semiempíricos se deberá tomar en cuenta la experiencia local.

Si el valor de la presión de contacto admisible recomendado es mayor ya sea que la resistencia a la compresión no confinada de la roca o que la tensión admisible del hormigón, la presión de contacto admisible se deberá tomar como el menor valor entre la resistencia a la compresión no confinada de la roca y la tensión admisible del hormigón. La tensión admisible del hormigón se puede tomar como 0,3f'c,

C10.6.2.3.2 La correlación empírica indicada en la Tabla C1 se

puede utilizar para estimar la presión de contacto admisible de las zapatas en roca competente (Peck et al. 1974). El valor del RQD de la Tabla C1 se debe tomar como el RQD promedio de la roca en una profundidad B debajo de la base de la zapata. Tabla C10.6.2.3.2-1 Presiones de Contacto Admisibles de las Rocas - Estado Límite de Servicio (de acuerdo con Peck et al. 1974)

RQD Presión de Contacto Admisible

(MPa)

100 28,70

90 19,20

75 11,50

50 6,23

25 2,87

0 0,96

10.6.3 Resistencia en el Estado Límite de Resistencia 10.6.3.1 Capacidad de Carga de los Suelos debajo de

las Zapatas 10.6.3.1.1 Requisitos Generales La capacidad de carga se deberá determinar en base a la

altura más elevada que se anticipa alcanzará el nivel freático en la ubicación de la zapata.

La capacidad de carga mayorada, qR, en el estado límite de resistencia se deberá tomar como:

R n ultq q q (10.6.3.1.1-1)

donde:

= factor de resistencia especificado en el Artículo 10.5.5

qn = qult = capacidad de carga nominal (MPa)

Si las cargas son excéntricas, en todas las ecuaciones,

tablas y figuras referentes a la capacidad de carga en lugar de las dimensiones globales L y B se deberán utilizar las dimensiones efectivas de la zapata L' y B' como se

C10.6.3.1.1 La posición de la napa freática puede afectar

significativamente la capacidad de carga de los suelos, ya que afecta la resistencia al corte y la densidad de los suelos de fundación. En general, cuando un suelo está sumergido disminuye la resistencia efectiva al corte si se trata de materiales no cohesivos (o granulares), y además disminuye la resistencia a largo plazo (condición drenada) si se trata de suelos arcillosos. Por otra parte, las densidades de los suelos sumergidos son aproximadamente iguales a la mitad de las densidades correspondientes a los mismos suelos bajo condiciones secas. Por lo tanto, cuando un suelo se sumerge puede ocurrir una significativa reducción de la capacidad de carga, y es fundamental analizar la capacidad de carga usando la hipótesis de la altura más elevada que se anticipa alcanzará el nivel freático durante la vida de servicio de la estructura.

La confiabilidad de las estimaciones de la capacidad de carga depende en gran medida de la precisión con la cual se determinan los parámetros del suelo tales como la

10.6.3 Resistencia en el Estado Límite de Resistencia

10.6.3.1 Capacidad de Carga de los Suelos debajo deplas Zapatas

La capacidad de carga mayorada, qR, en el estado límitep g y ,de resistencia se deberá tomar como:

(10.6.3.1.1-1)

qn = qult = capacidad de carga nominal (MPa) t

La capacidad de carga se deberá determinar en base a lap galtura más elevada que se anticipa alcanzará el nivelqfreático en la ubicación de la zapata. p

= factor de resistencia especificado en el Artículo10.5.5


especifica en el Artículo 10.6.3.1.5

resistencia al corte no drenada o el ángulo de fricción interna. En consecuencia, los valores de los factores de resistencia varían dependiendo del método mediante el cual se determina la resistencia del suelo, tal como se indica en la Tabla 10.5.5-1.

10.6.3.1.2 Estimación Teórica 10.6.3.1.2a Requisitos Generales La capacidad de carga nominal se debería estimar en

base a los parámetros del suelo utilizando teorías reconocidas de la mecánica de suelos. Los parámetros del suelo usados en los análisis deberán ser representativos de la resistencia al corte del suelo bajo las condiciones subsuperficiales y de carga consideradas.

La capacidad de carga nominal de las zapatas en suelos no cohesivos se deberá evaluar empleando análisis de tensiones efectivas y parámetros de resistencia correspondientes al suelo en condición drenada.

La capacidad de carga nominal de las zapatas en suelos cohesivos se deberá evaluar empleando análisis de tensiones totales y parámetros de resistencia correspondientes al suelo en condición no drenada. En aquellos casos en los cuales los suelos cohesivos pudieran ablandarse y perder resistencia en función del tiempo, la capacidad de carga de los suelos también se deberá evaluar para las condiciones de carga permanente usando análisis de tensiones efectivas y parámetros de resistencia correspondientes al suelo en condición drenada.

Para las zapatas en suelos compactados, la capacidad de carga nominal se deberá evaluar utilizando análisis de tensiones totales o efectivas, cualquiera que sea el que resulte más crítico.

Siempre que sea necesario estimar la capacidad de carga nominal de suelos cohesivos (tales como las arcillas) y de suelos compactados mediante análisis de tensiones efectivas se deberá aplicar la Ecuación 10.6.3.1.2c-1.

Si es posible que ocurra una falla por corte localizado o punzonamiento, la capacidad de carga nominal se podrá estimar usando los parámetros de resistencia al corte reducidos c* y * en las Ecuaciones 10.6.3.1.2b-1 y 10.6.3.1.2c-1. Los parámetros de corte reducidos se pueden tomar como:

c* = 0,67c (10.6.3.1.2a-1)

* = tan-1 (0,67 tan ) (10.6.3.1.2a-2)

donde: c* = cohesión del suelo correspondiente a la tensión

C10.6.3.1.2a En la Figura C1 se ilustran los tres modos de falla por

corte (corte generalizado, corte localizado y punzonamiento).

Figura C10.6.3.1.2a-1 Modos de falla relacionados con la capacidad de carga para zapatas en suelo (Vesic 1963)

Las fallas por corte generalizado se caracterizan por una

superficie de falla bien definida que se extiende hasta la superficie del terreno y son acompañadas por una rotación e inclinación súbita de la zapata y el abultamiento del suelo a ambos lados de la misma. Las fallas por corte generalizado se producen en suelos relativamente

Carga

Asen

tam

ient

o

Ensayo a mayorprofundidad

Ensayo en superficie

B

Zapata

a.) Corte generalizado

B

b.) Corte localizado

B

c.) Punzonamiento

Zapata

Carga

Carga

Asen

tam

ient

oAs

enta

mie

nto

Zapata


efectiva reducida para corte por punzonamiento (MPa)

* = ángulo de fricción interna del suelo correspondiente a

la tensión efectiva reducida para corte por punzonamiento (º)

Si el perfil del suelo contiene un segundo estrato de

suelo con propiedades diferentes que afectan la resistencia al corte a una distancia debajo de la zapata menor que HCRIT, la capacidad de carga del sistema de suelos se deberá determinar usando los requisitos para sistemas de suelos de dos capas indicados en el presente documento. La distancia HCRIT se puede tomar como:

1

2

3 ln

2 1CRIT

qBq

HBL

(10.6.3.1.2a-3)

donde:

q1 = capacidad de carga última de una zapata apoyada en el estrato superior de un sistema de dos capas, suponiendo que el estrato superior es infinitamente grueso (MPa)

q2 = capacidad de carga última de una zapata ficticia que

tiene el mismo tamaño y geometría que la zapata real pero que está apoyada en la superficie del segundo estrato (estrato inferior) de un sistema de dos capas (MPa)

B = ancho de la zapata (mm) L = longitud de la zapata (mm)

Siempre que sea posible se deberían evitar las zapatas

con bases inclinadas. Cuando no se pueda evitar el uso de una zapata con base inclinada, la capacidad de carga nominal determinada de acuerdo con los requisitos aquí especificados se deberá reducir adicionalmente utilizando las correcciones para zapatas con base inclinada disponibles en la literatura.

incompresibles y en arcillas normalmente consolidadas saturadas cuando están cargadas en condición no drenada. Las fallas por corte localizado se caracterizan por una superficie de falla similar a la correspondiente a las fallas por corte generalizado pero que no se prolonga hasta la superficie del terreno sino que termina en algún punto del suelo debajo de la zapata. Las fallas por corte localizado son acompañadas por la compresión vertical del suelo debajo de la zapata y el abultamiento visible del suelo adyacente a la zapata, pero no por la rotación o inclinación súbita de la zapata. La falla por corte localizado es una condición de transición entre la falla por corte generalizado y la falla por punzonamiento. Las fallas por punzonamiento se caracterizan por la presencia de corte vertical alrededor del perímetro de la zapata y son acompañadas por un movimiento vertical de la zapata y la compresión del suelo inmediatamente debajo de la misma, pero no afectan el suelo fuera del área cargada. Las fallas por punzonamiento ocurren en suelos sueltos o compresibles, en suelos débiles bajo condiciones de carga lenta (drenada) y en arenas densas en el caso de zapatas profundas sujetas a cargas elevadas.

El modo de falla para cada zapata en particular depende fundamentalmente de la compresibilidad del suelo y de la profundidad de la zapata. En la Figura C2 se ilustra la relación entre la profundidad de una zapata, el modo de falla y la densidad relativa para el caso de zapatas en arena.

Figura C10.6.3.1.2a-2 Modos de falla relacionados con la capacidad de carga - Zapatas en arena

B*= B para zapatas cuadradas o circulares

Punzonamiento

Corte Generalizado

LB

Df

Q

B*= BL/2(B+L) para zapatas rectangulares

Prof

undi

dad

rela

tiva

de la

zap

ata,

D /

B*

Corte Localizado

f

Densidad relativa de la arena, Dr0 0,2

2

4

5

3

0,2 0,6 0,8 1,0

1


Se han realizado algunos esfuerzos intentando modificar la ecuación general para la capacidad de carga de manera que considere la compresibilidad del suelo mediante factores de rigidez determinados en base a un índice de rigidez. El índice de rigidez es un parámetro que relaciona el módulo de corte del suelo con la resistencia y la tensión vertical y que se puede utilizar para predecir el modo de falla. Sin embargo, las investigaciones realizadas por Ismael y Vesic (1981) indican que esta técnica es excesivamente conservadora para las zapatas profundas, y que el enfoque de Terzaghi consistente en utilizar parámetros reducidos para la resistencia al corte es bastante precisa o en todo caso levemente conservadora.

La capacidad de carga de las zapatas en suelo se debería evaluar utilizando para la resistencia al corte del suelo parámetros representativos de la resistencia al corte del suelo bajo las condiciones de carga que se están analizando. La capacidad de carga de las zapatas apoyadas en suelos granulares se debería evaluar tanto para condiciones de carga permanente como para condiciones de sobrecargas de corta duración utilizando métodos de análisis en base a tensiones efectivas y los parámetros de resistencia al corte correspondientes al suelo drenado. La capacidad de carga de las zapatas apoyadas en suelos cohesivos se debería evaluar para condiciones de sobrecargas de corta duración utilizando métodos de análisis en base a tensiones totales y los parámetros de resistencia al corte correspondientes al suelo no drenado. Además, la capacidad de carga de las zapatas apoyadas en suelos cohesivos, los cuales podrían ablandarse y perder resistencia con el paso del tiempo, se debería evaluar para condiciones de carga permanente utilizando métodos de análisis en base a tensiones efectivas y los parámetros de resistencia al corte correspondientes al suelo drenado.

10.6.3.1.2b Arcillas Saturadas La capacidad de carga nominal de un estrato de arcilla

saturada, en MPa, determinada a partir de la resistencia al corte no drenada, se puede tomar como:

910ult cm f qmq cN g D N (10.6.3.1.2b-1)

donde: c = Su = resistencia al corte no drenada (MPa) Ncm, Nqm = factores de capacidad de carga modificados

que dependen de la geometría de la zapata, la profundidad empotrada, la compresibilidad del suelo y la inclinación de las cargas (adimensionales)

C10.6.3.1.2b


= densidad total (húmeda) de la arcilla (kg/m3) Df = profundidad de empotramiento considerada hasta el

fondo de la zapata (mm) Los factores de capacidad de carga, Ncm y Nqm, se pueden

tomar como:

Para / 2,5; / 1 / 0,4fD B B L y H V Ncm = 1 0,2 / 1 0,2 /c fN D B B L

1 1,3 /H V (10.6.3.1.2b-2)

Para / 2,5 / 0,4fD B y H V Ncm = 1 0,2 / 1 1,3 /cN B L H V (10.6.3.1.2b-3)

donde:

Nc = 5,0 para la Ecuación 2 en suelo relativamente plano = 7,5 para la Ecuación 3 en suelo relativamente plano = Ncq de la Figura 1 para zapatas sobre terreno

inclinado o adyacentes a terreno inclinado Nqm = 1,0 para arcilla saturada y terreno relativamente

plano = 0,0 para zapatas sobre terreno inclinado o adyacentes

a terreno inclinado En la Figura 1 el número de estabilidad, Ns, se deberá

tomar como:

Para B < Hs Ns = 0 (10.6.3.1.2b-4)

Para B Hs Ns = 9/ 10sg H c (10.6.3.1.2b-5)

donde: B = ancho de la zapata (mm) L = longitud de la zapata (mm) H = carga horizontal no mayorada (N)


Hs = altura de la masa de terreno inclinado (mm) V = carga vertical no mayorada (N)

Figura 10.6.3.1.2b-1 Factores de capacidad de carga modificados para zapatas en suelos cohesivos y sobre o adyacentes a terreno inclinado (Meyerhof 1957)

Bowles (1988) presenta un enfoque numérico racional para determinar un factor de capacidad de carga modificado, Ncq, para zapatas ubicadas sobre una pendiente o próximas a una endiente.

Cuando una zapata apoyada en un sistema formado por dos estratos de suelo cohesivo está sujeta a una condición de carga no drenada, la capacidad de carga nominal se puede determinar utilizando la Ecuación 1 con las siguientes interpretaciones:

c1 = resistencia al corte no drenada del estrato de suelo

superior como se ilustra en la Figura 2 (MPa) Ncm = Nm, un factor de capacidad de carga como se

Vesic (1970) desarrolló una solución rigurosa para el factor de capacidad de carga modificado, Nm, para el caso de un estrato de arcilla blanda sobre un estrato de arcilla dura. Esta solución está dada por la siguiente expresión:

* *

* *

1

1 1c c m

mc m c

N N AN

B C N N (C10.6.3.1.2b-1)

10 2 3 4 5 6

1

2

3

4

5

6

7

8

5,53

4

90º30º 60º

90º

0º

30º 60º

90º60º

30º

0º90º

60º30º

0º

0º 2

0

N = 0

Prof./Ancho de la zapataD / B = 0D / B = 1f

f

Factor de estabil.del talud Ns

60º40º20º0 80º5,53

0

012

3

4

5

2

4

6

8

Inclinación de la pendiente i

Distancia desde la zapata hasta el borde del talud b/B (para N = 0) o b/H (para N > 0)

s s

Fact

or d

e ca

paci

dad

de c

arga

N

cq

sHfD

B

sHi

fDB

b

i

Prof./Ancho de la zapataD / B = 0D / B = 1f

f

Factor de estabil.del talud Ns

Fact

or d

e ca

paci

dad

de c

arga

N

cq

Pendiente i

s


especifica a continuación (adimensional)

Nqm = 1,0 (adimensional) Si el estrato portante yace sobre un suelo cohesivo más

rígido Nm se puede tomar como se especifica en la Figura 3. Si el estrato portante yace sobre un suelo cohesivo más

blando Nm se puede tomar como:

1m c c c c

m

N s N s N (10.6.3.1.2b-6)

donde:

22ms

BLB L H

(10.6.3.1.2b-7)

= c2/c1

c1 = resistencia al corte del estrato de suelo superior

(MPa) c2 = resistencia al corte del estrato de suelo inferior (MPa) Hs2 = distancia desde el fondo de la zapata hasta la parte

superior del segundo estrato de suelo (mm) sc = 1,0 para zapatas continuas

= 1 qm

c

NBL N

para zapatas rectangulares con

L < 5B (10.6.3.1.2b-8)

donde: Nc = factor de capacidad de carga determinado de acuerdo

con la presente (adimensional) Nqm = factor de capacidad de carga determinado de acuerdo

con la presente (adimensional)

Si un sistema formado por dos estratos de suelo cohesivo está sujeto a una condición de carga drenada, la capacidad de carga nominal se deberá determinar utilizando la Ecuación 10.6.3.1.2c-4.

donde:

*2 *1 1 1c m cA N N (C10.6.3.1.2b-2)

*1 1c mB N (C10.6.3.1.2b-3)

* * 1c m c mC N N (C10.6.3.1.2b-4)

Para zapatas circulares o cuadradas:

4mBH

(C10.6.3.1.2b-5)

* 6,17cN

Para zapatas corridas:

2mBH

(C10.6.3.1.2b-6)

* 5,14cN

m se conoce como índice de punzonamiento.


Figura 10.6.3.1.2b-2 - Perfiles de suelos con dos estratos

Figura 10.6.3.1.2b-3 Factor de capacidad de carga modificado para sistemas formados por dos estratos de suelo cohesivo en los cuales hay un estrato de suelo más blando sobre un estrato de suelo más rígido (EPRI 1983)

B

HEstrato blando c ,

Estrato rígido c ,

11

2 2

22

1 1Estrato rígido c ,

Estrato blando c ,

H

B

(a)

(b)

H

ult q

L/B = 1 (cuadrada o circ.)

1Relación de Resistencia no Drenada, C / C

Fact

or d

e C

apac

idad

de

Car

gaM

odifi

cado

, Nm

2

BL/B > 5 (corrida)

c21c1

= 0

= 0

q

2 3 4 5 6 7 8 9 10

1514131211109

8

7

6

55

6

7

8

9101112131415

20

20

1010 8

64

2

4

B/H

2 1

8


10.6.3.1.2c Suelos no Cohesivos La capacidad de carga nominal de un estrato de suelo no

cohesivo, tal como las arenas o gravas, en MPa, se puede tomar como:

9 9

1 20,5 10 10ult w m w f qmq g BC N g C D N (10.6.3.1.2c-1)

donde: Df = profundidad de la zapata (mm) = densidad total (densidad húmeda) de la arena o grava

(kg/m3) B = ancho de la zapata (mm) Cw1, Cw2 = coeficientes especificados en la Tabla 1 en

función de Dw (adimensional) DW = profundidad hasta la superficie del agua, considerada

desde la superficie del terreno (mm) N m = factor de capacidad de carga modificado

(adimensional)

C10.6.3.1.2c Cuando la distancia vertical entre la base de la zapata y

el nivel freático es menor que 1,5 veces el ancho de la zapata, la capacidad de carga se ve afectada. En el diseño se debería utilizar el nivel freático más alto anticipado.

Tabla 10.6.3.1.2c-1 Coeficientes Cw1 y Cw2 para diferentes profundidades del nivel freático

Dw Cw1 Cw2

0,0 0,5 0,5

Df 0,5 1,0

> 1,5B + Df 1,0 1,0

Para posiciones intermedias del nivel freático los valores de Cw1 y Cw2 se pueden determinar interpolando entre los valores especificados en la Tabla 1.

Los factores de capacidad de carga N m y Nqm se pueden tomar como:

mN N s c i (10.6.3.1.2c-2)

qm q q q q qN N s c i d (10.6.3.1.2c-3)

donde: N = factor de capacidad de carga como se especifica en la

Tabla 2 para zapatas sobre terreno relativamente plano (adimensional)

A modo de alternativa a los valores especificados en la

Tabla 2, N y Nq se pueden tomar como:

tan 2tan 452

f fqN e (C10.6.3.1.2c-1)

2 1 tanq fN N (C10.6.3.1.2c-2)


Tabla 3, sq se puede tomar como:


= N q como se especifica en la Figura 1 para zapatas

sobre o próximas a terreno inclinado (adimensional) Nq = factor de capacidad de carga como se especifica en la

Tabla 2 para terreno relativamente plano (adimensional)

= 0,0 para zapatas sobre o próximas a terreno inclinado

(adimensional) Sq, S = factores de forma especificados en las Tablas 3 y 4,

respectivamente (adimensionales) cq, c = factores de compresibilidad del suelo especificados

en las Tablas 5 y 6 (adimensionales) iq, i = factores de inclinación de la carga especificados en

las Tablas 7 y 8 (adimensionales) dq = factor de profundidad especificado en la Tabla 9

(adimensional) Se deberán aplicar las siguientes interpretaciones:

En las Tablas 5 y 6, q se deberá tomar como la tensión efectiva vertical inicial a la profundidad de la zapata, es decir, la tensión vertical en el fondo de la zapata antes de la excavación, corregida para considerar la presión del agua.

En las Tablas 7 y 8, H y V se deberán tomar como las cargas horizontales y verticales no mayoradas, respectivamente.

En la Tabla 9, los valores de dq se deberán considerar aplicables si los suelos por encima del fondo de la zapata son tan competentes como los suelos debajo de la zapata. Si los suelos son más débiles, utilizar dq =1,0.

1 tanq fBSL

(C10.6.3.1.2c-3)


Tabla 4, s se puede tomar como:

1 0,4 BSL

(C10.6.3.1.2c-4)

Los valores especificados en las Tablas 5 y 6, cq y c , se

pueden aproximar de manera razonable utilizando la expresión de Vesic (1969):

103,07sin log 2

4,4 0,6 tan1 sin 1,0

f rf

f

IBL

qc c e (C10.6.3.1.2c-5)

donde:

2 ar r

pI Dq

(C10.6.3.1.2c-6)

para lo cual: Df = densidad relativa en porcentaje como se especifica

en las Tablas 5 y 6

q = presión efectiva debida a la sobrecarga de suelo (MPa)

pa = presión atmosférica considerada como 0,101 MPa


Tabla 7, los factores de inclinación iq e i se pueden tomar como:

1nHi

V (C10.6.3.1.2c-7)

1

1n

qHiV

(C10.6.3.1.2c-8)

para lo cual:

n = 2,50 para zapatas cuadradas = 2,67 para zapatas en las cuales L/B = 2 = 3,00 para zapatas en las cuales L/B 10


Tabla 10.6.3.1.2c-2 Factores de capacidad de carga N y Nq para zapatas en suelos no cohesivos (Barker et al. 1991)

Ángulo de Fricción, ( f ) (º)

N

(adimensional) Nq

(adimensional)

28 30 32 34 36 38 40 42 44 46

17 22 30 41 58 78

110 155 225 330

15 18 23 29 38 49 64 85

115 160

Se pueden obtener valores de n intermedios por interpolación lineal.

A modo de alternativa a los valores especificados en la Tabla 8, los factores de inclinación iq e i se pueden tomar como:

1nHi

v (C10.6.3.1.2c-9)

1

1n

qHiv

(C10.6.3.1.2c-10)

para lo cual:

n = 2,50 para zapatas cuadradas = 2,33 para zapatas en las cuales L/B = 2 = 2,00 para zapatas en las cuales L/B 10 Se pueden obtener valores de n intermedios por

interpolación lineal. A modo de alternativa a los valores especificados en la

Tabla 9, el factor de profundidad, dq, se puede tomar como:

2 11 2 tan 1 sin tan fq

Dd

B (C10.6.3.1.2c-11)

Tabla 10.6.3.1.2c-3 Factor de forma sq para zapatas en suelo no cohesivo (Barker et al. 1991)

Sq (adimensional)

Ángulo de Fricción, ( f) (deg) L/B = 1 L/B = 2 L/B = 5 L/B = 10

28 30 32 34 36 38 40 42 44 46

1,53 1,58 1,62 1,67 1,73 1,78 1,84 1,90 1,96 2,03

1,27 1,29 1,31 1,34 1,36 1,39 1,42 1,45 1,48 1,52

1,11 1,11 1,12 1,13 1,14 1,16 1,17 1,18 1,19 1,21

1,05 1,06 1,06 1,07 1,07 1,08 1,08 1,09 1,10 1,10


Tabla 10.6.3.1.2c-4 Factor de forma s para zapatas en suelo no cohesivo (Barker et al. 1991)

L/B

s

(adimensional)

1 2 5

10

0,60 0,80 0,92 0,96

Tabla 10.6.3.1.2c-5 Factores de compresibilidad del suelo c y cq para zapatas cuadradas en suelo no cohesivo (Barker et al. 1991)

c = cq

(adimensional)

Densidad relativa, Dr

(%)

Ángulo de

fricción, ( f) (º) q = 0,024

MPa q = 0,048

MPa q = 0,096

MPa q = 0,192

MPa

20 30 40 50 60 70 80 100

28 32 35 37 40 42 45 50

1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 0,96 0,79 0,52

1,00 1,00 0,97 0,96 0,86 0,80 0,66 0,42

0,92 0,85 0,82 0,81 0,72 0,66 0,54 0,35

0,89 0,77 0.75 0,73 0,65 0,60 0,48 0,31

Tabla 10.6.3.1.2c-6 Factores de compresibilidad del suelo c y cq para zapatas corridas en suelo no cohesivo (Barker et al. 1991)

c = cq

(adimensional)

Densidad relativa, Dr

(%)

Ángulo de

fricción, ( f) (º) q = 0,024

MPa q = 0,048

MPa q = 0,096

MPa q = 0,192

MPa

20 30 40 50 60 70 80 100

28 32 35 37 40 42 45 50

0,85 0,80 0,76 0,73 0,62 0,56 0,44 0,25

0,75 0,68 0,64 0,61 0,52 0,47 0,36 0,21

0,65 0,58 0,54 0,52 0,43 0,39 0,30 0,17

0,60 0,53 0,49 0,47 0,39 0,35 0,27 0,15


Tabla 10.6.3.1.2c-7 Factores de inclinación de la carga i e iq para cargas inclinadas en la dirección del ancho de la zapata (Barker et al. 1991)

i

(adimensional) iq

(adimensional) H/V

Corrida L/B = 2 Cuadrada Corrida L/B = 2 Cuadrada

0,0 0,10 0,15 0,20 0,25 0,30 0,35 0,40 0,45 0,50 0,55 0,60 0,65 0,70

1,00 0,73 0,61 0,51 0,42 0,34 0,27 0,22 0,17 0,13 0,09 0,06 0,04 0,03

1,00 0,76 0,65 0,55 0,46 0,39 0,32 0,26 0,20 0,16 0,12 0,09 0,06 0,04

1,00 0,77 0,67 0,57 0,49 0,41 0,34 0,28 0,22 0,18 0,14 0,10 0,07 0,05

1,00 0,81 0,72 0,64 0,56 0,49 0,42 0,36 0,30 0,25 0,20 0,16 0,12 0,09

1,00 0,84 0,76 0,69 0,62 0,55 0,49 0,43 0,37 0,31 0,26 0,22 0,17 0,13

1,00 0,85 0,78 0,72 0,65 0,59 0,52 0,46 0,41 0,35 0,30 0,25 0,21 0,16

Tabla 10.6.3.1.2c-8 Factores de inclinación de la carga i e iq para cargas inclinadas en la dirección del largo de la zapata (Barker et al. 1991)

i

(adimensional) iq

(adimensional) H/V

Corrida L/B = 2 Cuadrada Corrida L/B = 2 Cuadrada

0,0 0,10 0,15 0,20 0,25 0,30 0,35 0,40 0,45 0,50 0,55 0,60 0,65 0,70

1,00 0,81 0,72 0,64 0,56 0,49 0,42 0,36 0,30 0,25 0,20 0,16 0,12 0,09

1,00 0,78 0,68 0,59 0,51 0,44 0,37 0,30 0,25 0,20 0,16 0,12 0,09 0,06

1,00 0,77 0,67 0,57 0,49 0,41 0,34 0,28 0,22 0,18 0,14 0,10 0,07 0,05

1,00 0,90 0,85 0,80 0,75 0,70 0,65 0,60 0,55 0,50 0,45 0,40 0,35 0,30

1,00 0,87 0,81 0,74 0,68 0,62 0,56 0,51 0,45 0,40 0,34 0,29 0,25 0,20

1,00 0,85 0,78 0,72 0,65 0,59 0,52 0,46 0,41 0,35 0,30 0,25 0,21 0,16


Tabla 10.6.3.1.2c-9 Factor de profundidad dq para suelos no cohesivos (Barker et al. 1991)

Ángulo de

fricción, ( f) Df/B

(adimensional) dq

(adimensional)

32 1 2 4 8

1,20 1,30 1,35 1,40

37 1 2 4 8

1,20 1,25 1,30 1,35

42 1 2 4 8

1,15 1,20 1,25 1,30

Cuando una zapata apoyada en un sistema formado por

dos estratos de suelo no cohesivo está sujeta a una condición de carga drenada, la capacidad de carga nominal se puede tomar como:

12 1 tan

2 1 1 1 11 1cot cot

B HKL B

ultq q c e cK K

(10.6.3.1.2c-4)

en la cual:

21

21

1 sin1 sin

K (10.6.3.1.2c-5)

donde: c1 = resistencia al corte no drenada del estrato de suelo

superior como se ilustra en la Figura 10.6.3.1.2b-3 (MPa)

q2 = capacidad de carga última de una zapata ficticia que

tiene el mismo tamaño y geometría que la zapata real pero que está apoyada sobre la superficie del segundo estrato (estrato inferior) de un sistema de dos capas (MPa)

'1 = ángulo de fricción interna para la tensión efectiva

del estrato de suelo superior (º)

Si el estrato superior es un suelo no cohesivo y ' está comprendido entre 25º y 50º, la Ecuación 4 se reduce a:

0,67 1

2

B HL B

ultq q e (C10.6.3.1.2c-12)


Figura 10.6.3.1.2c-1 Factores de capacidad de carga modificados para zapatas en suelos no cohesivos o sobre o adyacentes a terreno inclinado (Meyerhof 1957)

Bowles (1988) presenta un enfoque numérico racional para determinar el factor de capacidad de carga modificado, N q, para zapatas sobre o próximas a una pendiente.

10.6.3.1.3 Procedimientos Semiempíricos 10.6.3.1.3a Requisitos Generales La capacidad de carga nominal de los suelos de

fundación se puede estimar a partir de los resultados de ensayos in situ o a partir de la resistencia observada en suelos similares. Al utilizar un determinado ensayo in situ e interpretar de los resultados de ensayo se deberán tomar

B

sHfD i

sHi

fDB

b

Profundidad/AnchoD /B = 0

D /B= 1ff

Profundidades intermedias: interpolar linealmente

45º

45º 40º

40º30º

30º

30º20º10º 40º 50º0º

1

5

25

50

100

200

300

400

500

600Fa

ctor

de

Cap

acid

ad d

e C

arga

Nq

10

tq

20º

40º0º

40º

40º

40º

0º

30º

30º

30º

30º0º

20º

0º

15

10

25

50

100

200

300

400

500

Inclinación del talud

Ángulo efectivode fricción interna '

Fact

or d

e C

apac

idad

de

Car

ga N

q

Profundidad/AnchoD /B = 0 D /B= 1f

f

Profundidades intermedias: interpolar linealmente

Ángulo efectivode fricción interna '

Distancia de la fundación al borde del talud b/B10 2 3 4 5 6

Inclinación del Talud, i


en cuenta las experiencias locales. Se pueden utilizar los siguientes ensayos in situ:

Ensayo de penetración estándar (SPT),

Ensayo de penetración de cono (CPT), y

Ensayo presiométrico.

10.6.3.1.3b Usando Ensayos SPT La capacidad de carga nominal en arena, en MPa,

determinada en base a los resultados de ensayos SPT se puede tomar como:

5

1 23,2 10 fult corr w w i

Dq N B C C R

B (10.6.3.1.3b-1)

donde:

corrN = valor promedio del número de golpes corregido del SPT dentro del rango de profundidad comprendido entre la base de la zapata y 1,5B debajo de la zapata (número de golpes/300)

B = ancho de la zapata (mm) Cw1, Cw2 = factores de corrección que consideran el efecto

del agua subterránea, como se especifica en la Tabla 10.6.3.1.2c-1 (adimensional)

Df = profundidad empotrada de la zapata considerada

hasta el fondo de la zapata (mm) Ri = factor de reducción que considera el efecto de la

inclinación de la carga, especificado en las Tablas 1 y 2 (adimensional)

H = carga horizontal no mayorada que se utiliza para

determinar la relación H/V en las Tablas 1 y 2 (N) o (N/mm)

V = carga vertical no mayorada que se utiliza para

determinar la relación H/V en las Tablas 1 y 2 (N) o (N/mm)

C10.6.3.1.3b Debido a lo difícil que resulta obtener muestras de

arena no alteradas, la mejor manera de estimar la capacidad de carga nominal de las zapatas en arena consiste en utilizar procedimientos semiempíricos. La Ecuación 1 está modificada de acuerdo con Meyerhof (1956).

Si la carga es inclinada se puede producir una falla ya saea por resbalamiento de la zapata a lo largo de su base o bien por corte generalizado del suelo subyacente. Cuando hay una componente horizontal, el tamaño de las zonas teóricas que definen la superficie de deslizamiento debajo de la zapata se reduce. No hay soluciones de forma cerrada disponibles para este problema, pero Vesic (1975) desarrolló resultados en forma de expresiones semiempíricas que permiten obtener los factores de inclinación, los cuales se resumen en Kulhawy et al. (1983).

Los factores de inclinación de la carga especificados en las Tablas 1 y 2 fueron desarrollados para suelos no cohesivos y resultan conservadores cuando se los aplica a suelos cohesivos. Los factores incluyen un aumento de la resistencia proporcionado por la resistencia al corte de la sobrecarga de suelo. Si la sobrecarga de suelo consiste en relleno suelto o un material más débil que el estrato portante se debería despreciar la resistencia al corte adicional proporcionada por la sobrecarga de suelo, es decir, se deberían utilizar la columna correspondiente a Df/B = 0.

Se utilizan cargas no mayoradas para conservar el ángulo de inclinación de la resultante. Si se utilizan cargas mayoradas la superficie de falla debajo de la zapata podría ser diferente a la debida a las cargas aplicadas, y en consecuencia el resultado puede volverse excesivamente conservador.


Tabla 10.6.3.1.3b-1 Factor de inclinación de la carga, Ri, para zapatas cuadradas

Factor de Inclinación de la Carga, Ri

H/V Df/B = 0 Df/B = 1 Df/B = 5

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

0,10 0,75 0,80 0,85

0,15 0,65 0,75 0,80

0,20 0,55 0,65 0,70

0,25 0,50 0,55 0,65

0,30 0,40 0,50 0,55

0,35 0,35 0,45 0,50

0,40 0,30 0,35 0,45

0,45 0,25 0,30 0,40

0,50 0,20 0,25 0,30

0,55 0,15 0,20 0,25

0,60 0,10 0,15 0,20

Tabla 10.6.3.1.3b-2 Factor de inclinación de la carga, Ri, para zapatas rectangulares

Factor de inclinación de la carga, Ri

Carga inclinada en la dirección del ancho H/V

Df/B = 0 Df/B = 1 Df/B = 5

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

0,10 0,70 0,75 0,80

0,15 0,60 0,65 0,70

0,20 0,50 0,60 0,65

0,25 0,40 0,50 0,55

0,30 0,35 0,40 0,50

0,35 0,30 0,35 0,40

0,40 0,25 0,30 0,35

0,45 0,20 0,25 0,30

0,50 0,15 0,20 0,25

0,55 0,10 0,15 0,20

0,60 0,05 0,10 0,15


Tabla 10.6.3.1.3b-2 (Cont.) Factor de inclinación de la carga, Ri, para zapatas rectangulares

Factor de inclinación de la carga, Ri

Carga inclinada en la dirección de la longitud H/V

Df/B = 0 Df/B = 1 Df/B = 5

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

0,10 0,80 0,85 0,90

0,15 0,70 0,80 0,85

0,20 0,65 0,70 0,75

0,25 0,55 0,65 0,70

0,30 0,50 0,60 0,65

0,35 0,40 0,55 0,60

0,40 0,35 0,50 0,55

0,45 0,30 0,45 0,50

0,50 0,25 0,35 0,45

0,55 0,20 0,30 0,40

0,60 0,15 0,25 0,35

10.6.3.1.3c Usando Ensayos CPT En base a resultados de ensayos CPT, la capacidad de

carga nominal, en MPa, de las zapatas en arenas o gravas se puede tomar como:

51 28,2 10 f

ult c w w i

Dq q B C C R

B (10.6.3.1.3c-1)

donde: qc = resistencia promedio a la penetración del cono a una

profundidad B debajo del fondo de la zapata (MPa) B = ancho de la zapata (mm) Df = profundidad de empotramiento considerada hasta el

fondo de la zapata (mm) Ri = factor de corrección que considera la inclinación de

la carga, según se especifica en las Tablas 10.6.3.1.3b-1 y 10.6.3.1.3b-2 (adimensional)

Cw1, Cw2 = factores de corrección que consideran el efecto

del agua subterránea, como se especifica en la Tabla 10.6.3.1.2c-1 (adimensional)

C10.6.3.1.3c La Ecuación 1 está modificada de acuerdo con

Meyerhof (1956).


10.6.3.1.3d Uso de Resultados de Ensayos

Presiométricos La capacidad de carga nominal de los suelos de

fundación, en MPa, determinada en base a resultados de ensayos presiométricos, se puede tomar como:

ult o L o iq r k p p R (10.6.3.1.3d-1)

donde: ro = presión vertical total inicial en el nivel de fundación

(MPa) k = coeficiente de capacidad de carga empírico de la

Figura 1 (adimensional) pL = valor promedio de las presiones límite obtenidas a

partir de ensayos presiométricos realizados en una profundidad comprendida entre 1,5B por debajo y 1,5B por encima del nivel de fundación (MPa)

po = presión horizontal total a la profundidad a la cual se

realiza en ensayo presiométrico (MPa) Ri = factor de corrección que considera la inclinación de

la carga, según se especifica en las Tablas 10.6.3.1.3b-1 y 10.6.3.1.3b-2 (adimensional)

Si el valor de pL varía significativamente en la

profundidad comprendida entre 1,5B por encima y 1,5B por debajo del nivel de fundación, el promedio se debería determinar utilizando técnicas especiales.

C10.6.3.1.3d La Tabla 10.5.5-1 no especifica ningún factor de

resistencia aplicable cuando la resistencia de las zapatas se determina mediante el método de los ensayos presiométricos. Cuando se utiliza este método se debería determinar un factor de resistencia como se indica en Barker et al. (1991). Se prevé que en el futuro se desarrollará un factor de resistencia para este método.

Baguelin et al. (1978) han propuesto una técnica

especial para calcular promedios.


Tipo de suelo Consistencia o densidad

(pL- po) (MPa)

Clase

Blanda a muy firme < 1,1 1 Arcilla

Rígida 0,77 - 3,8 2

Suelta 0,38 - 0,77 2 Arena y Grava Muy densa 2,9 - 5,8 4

Suelto a medianamente denso

< 0,67 1 Limo

Denso 1,1 - 2,9 2

Muy baja resistencia 0,96 - 2,9 2

Baja resistencia 2,9 - 5,8 3

Roca

Resistencia media a elevada 5,7 - 9,6+ 4

Figura 10.6.3.1.3d-1 Valores del coeficiente de capacidad empírico, k (Canadian Geotechnical Society 1985)

10.6.3.1.4 Ensayos con Placa de Carga La capacidad de carga nominal se puede determinar

mediante ensayos con placa de carga, listados en el Artículo 10.4.3.2, siempre que se hayan realizados estudios de suelos adecuados para determinar el perfil del

C10.6.3.1.4 La profundidad de influencia de los ensayos de carga es

limitada y por lo tanto estos ensayos pueden no revelar la consolidación a largo plazo de los suelos.

ZapatascuadradasB/L = 1

Zapatas corridasB/L = 0

0 0,5 1,0 1,5 2,00

0,8

1

2

3

4

Coe

ficie

nte

de c

apac

idad

, K

Factor de profundidad, D / Bf

234

CLASE 1CLASE 2

CLASE 3CLASE 4

1


suelo debajo de la fundación. La capacidad de carga nominal determinada a partir de

un ensayo de carga se puede extrapolar a zapatas adyacentes si el perfil del suelo es similar.

10.6.3.1.5 Efecto de la Excentricidad de la Carga Si las cargas son excéntricas respecto del baricentro de

la zapata, en el diseño geotécnico para determinar el asentamiento o la capacidad de carga se deberá utilizar un área efectiva reducida B' × L' comprendida dentro de los límites físicos de la zapata. La presión de contacto de diseño sobre el área efectiva se deberá suponer uniforme. El área efectiva reducida deberá ser concéntrica con la carga.

Las dimensiones reducidas para una zapata rectangular cargada de forma excéntrica se pueden tomar como:

2 BB B e (10.6.3.1.5-1)

2 LL L e (10.6.3.1.5-2)

donde: eB = excentricidad paralela a la dimensión B (mm) eL = excentricidad paralela a la dimensión L (mm)

Las zapatas sujetas a cargas excéntricas se deberán

diseñar de manera de asegurar que:

La capacidad de carga mayorada sea mayor o igual que las solicitaciones debidas a las cargas mayoradas, y

Para las zapatas en suelos, la excentricidad de la zapata, evaluada en base a las cargas mayoradas, sea menor que 1/4 de la correspondiente dimensión de la zapata, B o L.

En el diseño estructural de una fundación cargada

excéntricamente se deberá utilizar una presión de contacto de distribución triangular o trapezoidal basada en las cargas mayoradas.

Para las zapatas no rectangulares se deberían utilizar procedimientos similares basados en los principios arriba especificados.

C10.6.3.1.5 La Figura C1 ilustra las dimensiones reducidas para

una zapata rectangular y una zapata circular.

Figura 10.6.3.1.5-1 Dimensiones reducidas de una zapata rectangular y una zapata circular

A los fines del diseño estructural, generalmente se

asume que la presión de contacto varía linealmente a lo largo del fondo de la zapata. Esta hipótesis da por resultado una presión de contacto de distribución triangular o trapezoidal ligeramente conservadora.

Para las zapatas que no son rectangulares, como por

ejemplo para la zapata circular ilustrada en la Figura C1, el área efectiva reducida siempre está cargada de forma concéntrica y se puede estimar por aproximación y utilizando el criterio profesional, asumiendo una zapata rectangular reducida que tenga la misma área y baricentro que la porción sombreada de la zapata circular ilustrada en

L'

eL

eB

B'

L

B

L2

B2

ÁREA EFECTIVA REDUCIDA

ÁREA EFECTIVA REDUCIDA

PUNTO DE APLICACIÓNDE LA CARGA

PUNTO DE APLICACIÓNDE LA CARGA


la Figura C1. Se realizó un estudio paramétrico exhaustivo para

muros de sostenimiento en voladizo de diferentes alturas y diferentes condiciones del suelo. Los anchos de la base obtenidos usando los factores de carga del método LRFD y excentricidades iguales a B/4 fueron comparables a los obtenidos mediante el método ASD con excentricidades iguales a B/6.

10.6.3.2 Capacidad de Carga de las Rocas

10.6.3.2.1 Requisitos Generales Los métodos utilizados para diseñar zapatas en roca

deberán considerar la presencia, orientación y condición de las discontinuidades, perfiles de meteorización y otros perfiles similares según sean aplicables a cada predio en particular.

Para las zapatas en roca competente puede que sea aplicable confiar en análisis simples y directos basados en las resistencias a la compresión uniaxial de la roca y el RQD. Roca competente se define como una masa de roca con discontinuidades cuya abertura es menor o igual que 3,2 mm. Para las zapatas en roca menos competente se deberán realizar investigaciones y análisis más detallados para tomar en cuenta los efectos de la meteorización y la presencia y condición de las discontinuidades.

10.6.3.2.2 Procedimientos Semiempíricos La capacidad de carga nominal de la roca se puede

determinar utilizando una correlación empírica con el Sistema de Clasificación Geomecánico de las Masas Rocosas, RMR, o con el Sistema de Clasificación de las Masas de Roca del Instituto Geotécnico Noruego, NGI. Al utilizar estos procedimientos semiempíricos se deberán considerar las experiencias locales.

La presión de contacto mayorada de la fundación no se deberá adoptar mayor que la capacidad de carga mayorada del hormigón de la zapata.

C10.6.3.2.2 La capacidad de carga de una roca fisurada o triturada

se puede estimar utilizando el procedimiento semiempírico desarrollado por Carter y Kulhawy (1988). Este procedimiento se basa en la resistencia a la compresión no confinada obtenida ensayando un testigo de roca intacta. Dependiendo de la calidad de la masa de roca medida en términos del sistema RMR o el NGI, la capacidad de carga última de una masa de roca varía entre una pequeña fracción y seis veces la resistencia a la compresión no confinada de los testigos de roca intacta.

10.6.3.2.3 Método Analítico La capacidad de carga nominal de las fundaciones

sobre roca se deberá determinar utilizando principios establecidos de la mecánica de rocas en base a los parámetros de resistencia de la masa rocosa. También se deberá considerar la influencia de las discontinuidades sobre el modo de falla.

C10.6.3.2.3 Dependiendo de la separación relativa de las fisuras y

la estratificación de la roca, las fallas relacionadas con la capacidad de carga de las fundaciones en roca pueden tomar diversas formas. Excepto para el caso de una masa de roca con fisuras cerradas, los modos de falla son diferentes a los modos de falla de los suelos. Se pueden consultar procedimientos para estimar la capacidad de carga para cada uno de los modos de falla en Kulhawy y Goodman (1987), Goodman (1989) y Sowers (1979).

10.6.3.2 Capacidad de Carga de las Rocas

Para las zapatas en roca competente puede que seap p p qaplicable confiar en análisis simples y directos basados en p p ylas resistencias a la compresión uniaxial de la roca y el RQD.


10.6.3.2.4 Ensayo de Carga Cuando resulte adecuado, se pueden realizar ensayos de

carga para determinar la capacidad de carga nominal de las fundaciones en roca.

10.6.3.2.5 Limitaciones para la Excentricidad de las Cargas

Si una zapata en roca competente está sujeta a cargas

excéntricas, para la investigación de todos los estados límite la distribución de la presión de contacto se deberá considerar triangular o trapezoidal, según corresponda,

La excentricidad de las cargas, en base a las cargas mayoradas, deberá ser menor o igual que tres octavos de las correspondientes dimensiones de la zapata, B o L.

10.6.3.3 Falla por Resbalamiento Se deberá investigar la falla por resbalamiento en el

caso de las zapatas que soportan cargas inclinadas y/o que están fundadas sobre una pendiente.

Para las fundaciones en suelos arcillosos se deberá considerar la posible presencia de una luz de retracción entre el suelo y la fundación. Si se incluye la resistencia pasiva como parte de la resistencia al corte requerida para resistir el resbalamiento, también se deberá considerar la posible eliminación futura del suelo delante de la fundación.

La resistencia mayorada contra la falla por resbalamiento, en N, se puede tomar como:

R n ep epQ Q Q Q (10.6.3.3-1)

donde:

= factor de resistencia para la resistencia al corte entre el suelo y la fundación especificado en la Tabla 10.5.5-1

Q = resistencia nominal al corte entre el suelo y la

fundación (N)

ep = factor de resistencia para la resistencia pasiva especificado en la Tabla 10.5.5-1

Qep = resistencia pasiva nominal del suelo disponible

durante la totalidad de la vida de diseño de la estructura (N)

C10.6.3.3 Las fallas por resbalamiento ocurren cuando las

solicitaciones debidas a las cargas con componente horizontal superan el valor más crítico entre la resistencia al corte mayorada de los suelos o la resistencia al corte mayorada en la interfaz entre el suelo y la fundación.

Para las zapatas en suelos no cohesivos la resistencia al resbalamiento depende de la rugosidad de la interfaz entre la fundación y el suelo.

Las magnitudes del empuje activo del suelo y la resistencia pasiva dependen del tipo de material de relleno, del movimiento del muro y del esfuerzo de compactación. Su magnitud se puede estimar utilizando los procedimientos descriptos en las Secciones 3 y 11.

En la mayoría de los casos el movimiento de la estructura y su fundación será pequeño. En consecuencia, si en la resistencia se incluye la resistencia pasiva, su magnitud habitualmente se toma como 50 por ciento de la máxima resistencia pasiva, como se indica en la Tabla 10.5.5-1.

QR, Qn y Qep se expresan en newtons. Para los elementos diseñados en base a una longitud unitaria estos valores se expresarán en newtons por unidad de longitud.

10.6.3.3 Falla por Resbalamiento

La resistencia mayorada contra la falla por yresbalamiento, en N, se puede tomar como:

(10.6.3.3-1)


Si el suelo debajo de la zapata es no cohesivo: Q = V tan (10.6.3.3-2)

para lo cual:

tan = tan f para hormigón colado contra suelo = 0,8 tan f para zapatas de hormigón prefabricado

donde: f = ángulo de fricción interna del suelo (º)

V = esfuerzo vertical total (N)

Para zapatas apoyadas sobre arcilla, la resistencia al

resbalamiento se puede tomar como el menor valor entre:

La cohesión de la arcilla, o

Si las zapatas están apoyadas sobre al menos 150 mm de material granular compactado, un medio de la tensión normal en la interfaz entre la zapata y el suelo, como se ilustra en la Figura 1 para el caso de muros de sostenimiento. En la Figura 1 se utiliza la siguiente simbología:

qs = resistencia al corte unitaria, igual a Su o 0,5 'v,

cualquiera sea el valor que resulte menor Q = área debajo del diagrama de qs (área sombreada) Su = resistencia al corte no drenada (MPa)

'v = tensión vertical efectiva (MPa)

Cuando las zapatas son coladas in situ generalmente las bases de las zapatas resultan rugosas. Las zapatas de hormigón prefabricado pueden tener bases no rugosas.

Figura 10.6.3.3-1 Procedimiento para estimar la resistencia al resbalamiento de muros en arcilla

Base del muro

Q

'v

qsSu

0,5 '

T

Si el suelo debajo de la zapata es no cohesivo:

(10.6.3.3-2)


10.6.4 Diseño Estructural

El diseño estructural de las zapatas deberá satisfacer los

requisitos indicados en el Artículo 5.13.3.

10.7 PILOTES HINCADOS

10.7.1 Requisitos Generales

10.7.1.1 Uso Se debería considerar el uso de pilotes cuando no sea

posible fundar zapatas sobre roca, material cohesivo rígido o material granular a un costo razonable. En las ubicaciones donde las condiciones del suelo normalmente permitirían utilizar zapatas pero en las cuales existe el potencial de erosión, se pueden utilizar pilotes como una medida de protección contra la socavación.

10.7.1.2 Penetración de los Pilotes La penetración requerida para los pilotes se debería

determinar en base a la resistencia a las cargas verticales y laterales y el desplazamiento tanto del pilote como de los materiales subsuperficiales. En general, a menos que se tope con un rechazo, la penetración de diseño de cualquier pilote debería ser mayor o igual que 3000 mm en suelo cohesivo duro o material granular denso, y mayor o igual que 6000 mm en suelo cohesivo blando o material granular suelto.

A menos que se tope con un rechazo, los pilotes para caballetes deberán penetrar una distancia como mínimo igual a un tercio de la longitud del pilote que no tiene apoyo lateral.

Los pilotes utilizados para penetrar un estrato superior blando o suelto que se encuentra sobre un estrato duro o firme deberán penetrar el estrato firme una distancia suficiente para limitar el movimiento de los pilotes y lograr capacidades de carga suficientes.

10.7.1.3 Resistencia Los pilotes se deberán diseñar de manera que tengan

capacidades de carga y resistencias estructurales adecuadas, asentamientos tolerables y desplazamientos laterales tolerables.

La capacidad de carga de los pilotes se debería determinar mediante métodos de análisis estático en base a la interacción suelo-estructura, ensayos de carga, el uso un analizador durante el hincado de los pilotes u otra técnica de medición de onda de tensión, con el programa


CAPWAP. La resistencia de los pilotes se debería determinar mediante una adecuada combinación de estudios de suelo, ensayos en laboratorio y/o in situ, métodos analíticos, ensayos de carga y análisis del historial de comportamientos anteriores. También se deberán considerar los siguientes factores:

La diferencia entre la resistencia de un pilote individual y la de un grupo de pilotes;

La capacidad de los estratos subyacentes para soportar la carga del grupo de pilotes;

Los efectos del hincado de los pilotes sobre las estructuras adyacentes;

La posibilidad de socavación y sus consecuencias; y

La transmisión de esfuerzos del suelo al consolidarse, como por ejemplo la fricción negativa.

Los factores de resistencia que se aplican a las

capacidades de los pilotes obtenidas a partir de ensayos de carga in situ o en base al analizador del hincado deberán ser como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

10.7.1.4 Efecto del Asentamiento del Terreno y

Cargas de Fricción Negativa Se deberá considerar el posible desarrollo de fricción

negativa en los pilotes cuando:

Los predios yacen sobre arcillas compresibles, limos o turbas;

Recientemente se ha colocado relleno sobre la superficie anterior; y

El nivel freático se ha reducido considerablemente.

Al investigar la capacidad de carga y el asentamiento de

las fundaciones con pilotes las cargas de fricción negativa se deberán considerar como una carga.

C10.7.1.4 Si un depósito de suelo en el cual o a través del cual se

han instalado pilotes está sujeto a consolidación y asentamiento en relación con los pilotes, en los pilotes se inducen fuerzas de fricción negativa. Las cargas de fricción negativa inducidas tienden a reducir la capacidad utilizable de los pilotes.

Como se explicó en la Sección 3.11.8, la fricción

negativa es una carga mientras que la fricción superficial es una resistencia. Las cargas de fricción negativa no se combinan con las cargas temporarias, ya que las cargas temporarias provocan un movimiento descendente del pilote con respecto al suelo, ocasionando la reducción temporaria o eliminación de las cargas de fricción negativa.

La fricción negativa solamente es un tema relacionado con la capacidad de los pilotes en aquellos casos en los cuales hay un pilote totalmente de punta en un suelo muy denso o duro o en roca, donde la capacidad del pilote es


Las cargas de fricción negativa se pueden determinar

como se especifica en el Artículo 10.7.3.3, invirtiendo la dirección de los esfuerzos de fricción superficial. Al evaluar la capacidad de carga en el estado límite de resistencia, a la carga permanente vertical mayorada aplicada a la fundación profunda se deberán sumar las cargas de fricción negativa mayoradas.

Al evaluar el asentamiento en el estado límite de

servicio, a la carga permanente vertical aplicada a la fundación profunda se deberán sumar las cargas de fricción negativa.

normalmente controlada por la resistencia estructural del pilote y donde los asentamientos del pilote son despreciables. En todos los demás casos de pilotes apoyados en suelos compresibles, donde la capacidad del pilote es controlada por la resistencia de punta y la adherencia o fricción del fuste, la fricción negativa se puede considerar como un tema relacionado con asentamiento.

Observaciones in situ de pilotes existentes demuestran que la magnitud de la fricción negativa es función de la tensión efectiva que actúa sobre el pilote y se puede calcular de manera similar al cálculo de la resistencia positiva del fuste. Las cargas de fricción negativa se pueden estimar utilizando los métodos o . Sin embargo, se debe permitir una tolerancia para el posible aumento de la resistencia al corte no drenada a medida que se produce consolidación, ya que el aumento de la resistencia al corte provocará cargas de fricción negativa más elevadas. Un enfoque alternativo sería utilizar el método en aquellos casos en los cuales sea necesario considerar las condiciones a largo plazo luego de la consolidación.

Cuando se diseña para fricción negativa, las cargas de fricción no se deben combinar con las cargas temporarias. Por lo tanto, junto con las cargas de fricción negativa sólo es necesario incluir las cargas permanentes, siempre que las cargas temporarias sean menores que las cargas de fricción negativa.

Las fuerzas de fricción negativa se pueden reducir aplicando una delgada capa bituminosa sobre la superficie del pilote.

Para determinar la longitud del pilote afectada por las fuerzas de fricción negativa es necesario localizar el denominado plano neutro. El plano neutro se define como el plano en el cual el asentamiento del pilote y el asentamiento del suelo son iguales, como se ilustra en la Figura C1. Por encima del plano neutro el suelo carga al fuste con fricción superficial negativa. Por debajo del plano neutro el pilote deriva apoyo del suelo y en consecuencia la carga total del pilote disminuye. En la Figura C1 se ilustra la distribución de la carga y la resistencia en el pilote, en base a las cargas no mayoradas.


Figura C10.7.1.4-1 – Representación esquemática de las cargas, asentamiento y plano neutro de un pilote

En el estado límite de resistencia, el tema de los

factores de carga y factores de resistencia a aplicar a la fricción negativa y la fricción superficial requiere del juicio profesional. Consideremos la situación idealizada ilustrada en la Figura C2. Inicialmente un pilote soporta su proporción de las cargas totales de la fundación indicadas en la Figura C2 como Pui. Por encima del plano neutro, la carga del pilote continúa aumentando con la profundidad debido a la fricción negativa, situación en la cual la carga mayorada se suma a la carga mayorada inicial del pilote, como lo indica el recorrido A-B en la Figura C2. Por debajo del plano neutro, la fricción superficial comienza a soportar el pilote, y el problema a considerar es si la fricción superficial se mayora como una resistencia en algún punto debajo del plano neutro o si la fricción superficial se debería utilizar inicialmente para contrarrestar la carga de fricción negativa acumulada tanto como sea posible, en vista de la situación particular. En la Figura C2(b) se ilustra una interpretación razonable. A lo largo del recorrido B-C la fricción superficial se considera contrarrestada por la fricción negativa y, por lo tanto, se considera como una carga mayorada. Dicho en otras palabras, la diferencia neta entre la fricción negativa y la fricción superficial continúa siendo aplicada al pilote como una carga mayorada hasta que la fricción superficial acumulada equilibra la fricción negativa acumulada. En el ejemplo idealizado en la Figura C2, la fricción superficial es suficiente para contrarrestar la totalidad de la fricción negativa cuando el recorrido de la carga llega al punto C. A lo largo del recorrido D-C la resistencia del pilote se

Distribución del asentamiento

Compresiónelástica del pilote

Asentam.cabezadel pilote

Asentamientosuperficie del terreno

Asentamiento

Suelo

Pilote

Desplazamiento de la base del pilote

( b )( a )

Distribución de la cargay la resistencia

Cabeza del pilote

Basedel pilote

Carga

Planoneutro

Q + Qpl s

P + Pul sn

PD

Qp

Prof

undi

dad


acumula hasta un total igual a la resistencia de punta mayorada, más la resistencia mayorada debida a la fricción superficial a lo largo del recorrido D-C.

Figura C10.7.1.4-2 – Representación esquemática de las cargas mayoradas en pilotes con fricción negativa

10.7.1.5 Separación, Luces Libres y Longitud

Embebida de los Pilotes Las separaciones entre los centros de los pilotes no

deberán ser menores que el mayor valor entre 750 mm o 2,5 veces el diámetro o el ancho de los pilotes. La distancia entre el lateral de un pilote y el borde más próximo del cabezal deberá ser mayor que 225 mm.

Las partes superiores de los pilotes se deberán extender como mínimo 300 mm hacia el interior de los cabezales una vez que se ha retirado todo el material dañado de los pilotes. Si el pilote está unido al cabezal mediante barras o cables embebidos, el pilote se debería extender como mínimo 150 mm hacia el interior del cabezal. Si hay una viga de hormigón armado colada in situ que se utiliza como cabezal soportada por pilotes, el recubrimiento de hormigón en los laterales de los pilotes deberá ser mayor que 150 mm, más una tolerancia para considerar la falta de alineación admisible de los pilotes, y los pilotes se deberán extender como mínimo 150 mm hacia el interior del cabezal. Si la armadura de los pilotes está anclada en un cabezal que satisface los requisitos del Artículo 5.13.4.1, esta extensión puede ser menor que 150 mm.

C10.7.1.5 No es la intención del presente artículo exigir una

reducción de las separaciones estándares utilizadas por un Propietario.

10.7.1.6 Pilotes Inclinados Se deben evitar los pilotes inclinados si se anticipan

cargas de fricción negativa y si la estructura está ubicada en

C10.7.1.6 El asentamiento induce momentos flectores en los

fustes de los pilotes inclinados (Tomlinson 1987).

A

B

Cargasen el pilote

C

D

Pul

Pul

qD

qs

qpi

qs

qpi

qs

1

1

Zona de fricciónnegativa

Profundidad

1

Plano neutro

Zonaresistente

(a) (b)


Zonas Sísmicas 3 y 4. Se pueden utilizar pilotes inclinados si la resistencia

lateral de los pilotes verticales no es adecuada para contrarrestar los esfuerzos horizontales transmitidos a la fundación o si es necesario aumentar la rigidez de la estructura en su conjunto.

El grado de inclinación dependerá del tipo de pilote y de la magnitud de las cargas laterales. Se pueden hincar pilotes con ángulos de inclinación de hasta uno en horizontal por dos en vertical (Tomlinson 1987). La mayor eficiencia se logra utilizando pilotes inclinados en direcciones opuestas.

Tomlinson (1987) describe un procedimiento gráfico sencillo para estimar los esfuerzos de compresión y tracción en grupos de pilotes que contienen no más de tres filas de pilotes. Se pueden utilizar procedimientos elástico-lineales para resolver los esfuerzos en los pilotes y los desplazamientos en los grupos de pilotes que se pueden modelar en dos dimensiones (Hrennikoff 1950). Este procedimiento también ha sido adaptado para tres dimensiones (Saul 1968). O'Neill et al. (1977) y O'Neill y Tsai (1984) presentan análisis de grupos de pilotes tridimensionales que consideran la respuesta no lineal del suelo y la interacción pilote-suelo-pilote.

10.7.1.7 Nivel Freático y Flotabilidad

La capacidad de carga se deberá determinar usando el

nivel freático consistente con el nivel utilizado para calcular las solicitaciones debidas a las cargas. En el diseño se deberá considerar el efecto de la presión hidrostática.

C10.7.1.7 A menos que el pilote esté apoyado sobre roca, la

resistencia de punta depende fundamentalmente de la sobrecarga efectiva, la cual se ve afectada en forma directa por el nivel freático. Para condiciones de carga drenada, la tensión efectiva vertical, 'v, está relacionada con el nivel del agua subterránea y por lo tanto afecta la capacidad del fuste.

10.7.1.8 Protección contra el Deterioro

Como mínimo, se deberán considerar los siguientes

tipos de deterioro:

Corrosión de las fundaciones con pilotes de acero, particularmente en suelos de relleno, suelos de bajo pH y ambientes marinos;

Ataque por sulfatos, cloruros y ácidos de las fundaciones con pilotes de hormigón; y

Descomposición de los pilotes de madera provocada por los ciclos de humedecimiento y secado o por la acción de insectos u organismos marinos.

Las siguientes condiciones se deberían considerar

indicadores de una situación de potencial deterioro o corrosión de los pilotes:

Resistividad menor que 1000 ohm-cm;

pH menor que 5,5;

C10.7.1.8 Los valores de resistividad, pH, contenido de cloruros y

concentración de sulfatos han sido adaptados de los indicados por Fang (1991) y Tomlinson (1987).

En algunos estados se utiliza un sistema de pintura a base de carbón, alquitrán y epoxi como recubrimiento protector, habiendo logrado buenos resultados.

Los criterios para determinar el potencial de deterioro son ampliamente variables. Elias (1990) presenta un conjunto de recomendaciones alternativas.

Para evaluar el potencial de corrosión se puede utilizar un relevamiento in situ de la resistividad eléctrica o ensayos de resistividad, junto con ensayos para determinar el pH de muestras de suelo y agua subterránea.

El potencial de deterioro de los pilotes de acero se puede reducir aplicando diferentes métodos, incluyendo la aplicación de recubrimientos protectores, camisas de hormigón, protección catódica, empleo de aleaciones de acero especiales o incremento del área de acero. Los recubrimientos protectores deben ser resistentes a la abrasión y para ellos deben existir registros confiables de utilización en el ambiente corrosivo identificado. Los


pH comprendido entre 5,5 y 8,5 en suelos con elevado contenido de material orgánico;

Concentraciones de sulfatos superiores a 1000 ppm;

Suelos de relleno y rellenos de cenizas;

Suelos sujetos a drenajes mineros o industriales;

Áreas con una mezcla de suelos de alta resistividad y suelos de elevada alcalinidad y baja resistividad; y

Presencia de insectos (pilotes de madera).

Las siguientes condiciones del agua se deberían

considerar indicadores de una situación de potencial deterioro o corrosión de los pilotes:

Contenido de cloruros superior a 500 ppm;

Concentración de sulfatos superior a 500 ppm;

Escurrimientos mineros o industriales;

Elevado contenido de material orgánico;

pH menor que 5,5;

Presencia de organismos marinos; y

Pilotes expuestos a ciclos de humedecimiento y secado.

Si se sospecha la presencia de desechos químicos se

deberá considerar la realización de un análisis químico exhaustivo de muestras de suelo y agua subterránea.

recubrimientos protectores se deben prolongar cierta distancia hacia el suelo no corrosivo, ya que la porción inferior del recubrimiento es más susceptible a las pérdidas por abrasión durante la instalación de los pilotes.

También se puede utilizar una camisa de hormigón que atraviese la zona corrosiva. La mezcla de hormigón debe ser de baja permeabilidad y se debe colocar correctamente. Los pilotes de acero protegidos mediante camisas de hormigón deberían tener un recubrimiento dieléctrico cerca de la base de la camisa de hormigón.

El uso de aleaciones de acero especiales con níquel, cobre y potasio también se puede implementar para lograr mayor resistencia contra la corrosión en zonas costeras o en la zona de salpicadura de los pilotes marítimos.

Para obtener resistencia contra la corrosión también se puede utilizar un área de acero sacrificable. Esta técnica consiste en sobredimensionar la sección de acero de manera que la sección de acero, luego de la corrosión, satisfaga los requisitos de capacidad estructural.

El deterioro de los pilotes de hormigón se puede reducir utilizando procedimientos de diseño adecuados. Estos procedimientos incluyen el uso de hormigón denso impermeable, cemento pórtland resistente a los sulfatos, aumento del recubrimiento del acero, incorporación de aire, mezcla de hormigón con contenido reducido de cloruros, protección catódica y armadura con recubrimiento epoxi. Los pilotes que están continuamente sumergidos son menos susceptibles al deterioro. La Sección 4.5.2 de la norma ACI 318 indica las máximas relaciones agua-cemento para condiciones de exposición especiales. La Sección 4.5.3 de ACI 318 contiene un listado de los tipos de cemento apropiados para diferentes tipos de exposición a los sulfatos.

Para el hormigón pretensado, la norma ACI 318 recomienda un contenido máximo de iones cloruro solubles en agua de 0,06 por ciento en masa de cemento.

La protección catódica del acero de las armaduras y el acero de pretensado se puede utilizar como un medio para proteger al hormigón contra los efectos de la corrosión. Este proceso induce un flujo eléctrico desde un ánodo hacia un cátodo y reduce la corrosión. Puede ser necesario utilizar una fuente de corriente continua externa. Sin embargo, la protección catódica requiere que el acero sea eléctricamente continuo, lo cual hace necesario interconectar todos los elementos. Esta interconexión es costosa y generalmente excluye el uso de protección catódica para los pilotes de hormigón.

En algunos casos se ha determinado que el uso de recubrimientos epoxi en los pilotes puede ser útil para resistir la corrosión. Es importante asegurar que el recubrimiento sea continuo.


10.7.1.9 Levantamiento Las fundaciones con pilotes diseñadas para resistir

levantamiento se deberían verificar para determinar su resistencia al arrancamiento y la capacidad estructural de los pilotes para soportar tensiones de tracción.

C10.7.1.9 Las fuerzas de levantamiento pueden ser provocadas

por cargas laterales, efectos de la flotabilidad y la presencia de suelos expansivos. La conexión del pilote al cabezal afecta su capacidad estructural para resistir el levantamiento y por lo tanto también debería ser investigada.

10.7.1.10 Longitudes Estimadas

En los planos se deberán indicar las longitudes

estimadas para los pilotes de cada subestructura, las cuales se deberán basar en una cuidadosa evaluación de la información disponible sobre el suelo, cálculos de capacidad estática y lateral y/o experiencias anteriores.

10.7.1.11 Altura Mínima y Estimada de la Punta Los planos deberán indicar las alturas mínimas y

estimadas para la punta de los pilotes de cada subestructura. Las alturas estimadas para las puntas de los pilotes deberán reflejar la cota donde se puede obtener la capacidad última requerida para el pilote. Las alturas mínimas para la punta de los pilotes deberán reflejar la penetración requerida para soportar las cargas laterales del pilote, incluyendo, cuando corresponda, la consideración de la socavación y/o la penetración de estratos de suelo superiores inadecuados.

10.7.1.12 Pilotes que Atraviesan Terraplenes Construidos de Relleno

Los pilotes que se han de hincar a través de un terraplén

deberán penetrar como mínimo 3000 mm en el suelo original, a menos que a una penetración menor ocurra rechazo o haya un estrato de apoyo competente. El relleno utilizado para construir terraplenes deberá consistir en un material seleccionado que no obstruya la penetración de los pilotes hasta la profundidad requerida. El tamaño máximo de cualquier partícula del relleno deberá ser menor o igual que 150 mm. Cuando sea necesario se deberá especificar la realización de una perforación previa o de inicio en las ubicaciones donde irán los pilotes, particularmente en el caso de pilotes de desplazamiento.

10.7.1.13 Pilotes de Prueba Se deberán considerar pilotes de prueba para cada

subestructura a fin de determinar las características de instalación de los pilotes, evaluar la capacidad de los pilotes en función de su profundidad y establecer las longitudes para poder realizar el pedido de los pilotes al


proveedor. Los pilotes se pueden ensayar mediante ensayos de carga estática, ensayos dinámicos, estudios de factibilidad del hincado, o una combinación de estos ensayos, en base al conocimiento de las condiciones del subsuelo. El número de pilotes de prueba requerido puede ser mayor en el caso de subsuelos de condiciones no uniformes. Puede no ser necesario utilizar pilotes de prueba si existe experiencia previa con el mismo tipo de pilotes y se conoce la capacidad de carga última de los pilotes en condiciones de subsuelo similares.

10.7.1.14 Análisis por Ecuación de Ondas

La factibilidad de construir la fundación con pilotes que

se ha diseñado se debería evaluar utilizando un software de ecuación de ondas. La ecuación de ondas se debería emplear para confirmar que la sección de diseño del pilote se puede instalar a la profundidad deseada y con la capacidad última requerida así como dentro de los niveles de carga de hincado admisibles especificados en el Artículo 10.7.1.16 utilizando un sistema de hincado adecuadamente dimensionado.

10.7.1.15 Monitoreo Dinámico Para los pilotes instalados en condiciones de subsuelo

complicadas, tales como suelos con presencia de obstrucciones y cantos rodados o lechos rocosos con pendientes muy pronunciadas, se puede especificar un monitoreo dinámico para verificar que se satisfaga la capacidad estructural de los pilotes. También se puede utilizar monitoreo dinámico para verificar la capacidad geotécnica cuando la envergadura del proyecto y otras limitaciones hagan impracticable la realización de ensayos de carga estática.

10.7.1.16 Máximas Tensiones de Hincado Admisibles Las cargas de hincado se pueden estimar mediante

análisis de ecuación de ondas o monitoreo dinámico de la fuerza y aceleración en la cabeza del pilote durante su hincado.

Las máximas cargas de hincado para pilotes hincados superiormente deberán ser menores o iguales que las siguientes resistencias mayoradas, siendo la nomenclatura y los factores de resistencia como se especifica en las Secciones 5, 6 u 8, según corresponda.

Pilotes de acero: o Compresión: 0,90 y gF A o Tracción: 0,90 y nF A


Pilotes de hormigón: o Compresión: 0,85 c cf A o Tracción: 0,70 y sF A

Pilotes de hormigón pretensado: o Compresión: 0,85 c pe cf f A

o Tracción - Ambientes normales: 0,25 c pe cf f A

o Tracción - Ambientes fuertemente corrosivos: pe psf A

Pilotes de madera: o Compresión: coF A o Tracción: N/A

10.7.2 Movimiento y Capacidad de Carga en el Estado

Límite de Servicio

10.7.2.1 Requisitos Generales A los fines del cálculo de los asentamientos de un grupo

de pilotes, se deberá asumir que las cargas actúan sobre una zapata equivalente ubicada a dos tercios de la profundidad embebida de los pilotes en el estrato que proporciona apoyo, como se ilustra en la Figura 1.

Para los pilotes en suelos no cohesivos, el asentamiento de las fundaciones se deberá investigar utilizando todas las cargas aplicables de la Combinación de Cargas para el Estado Límite de Servicio I especificadas en la Tabla 3.4.1-1. Para los pilotes en suelos cohesivos, la Combinación de Cargas para el Estado Límite de Servicio I también se deberá utilizar con todas las cargas aplicables, excepto que se podrán omitir las cargas temporarias.

Para evaluar el desplazamiento lateral de las fundaciones se deberán utilizar todas las combinaciones de cargas de los estados límites de servicio aplicables especificadas en la Tabla 3.4.1-1.


Figura 10.7.2.1-1 Ubicación de la zapata equivalente (Duncan y Buchignani 1976)

10.7.2.2 Criterio para el Desplazamiento Lateral Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.6.2.2. Los movimientos laterales de diseño deberán ser

menores o iguales que 38 mm.

C10.7.2.2 Este criterio fue tomado de Moulton et al. (1985).

10.7.2.3 Asentamiento 10.7.2.3.1 Requisitos Generales El asentamiento de una fundación con pilotes no deberá

ser mayor que el asentamiento admisible, seleccionado de acuerdo con el Artículo 10.6.2.2.

10.7.2.3.2 Suelos Cohesivos Para estimar el asentamiento de un grupo de pilotes se

Db

2Db

Db3

3 Zapata equivalente

12

(a)

Estrato firme

12

Estrato blando

Db

2Db

Db3

3

Zapataequivalente

(b)


deberán utilizar los procedimientos utilizados para las fundaciones superficiales, usando la ubicación de la zapata equivalente especificada en la Figura 10.7.2.1-1.

10.7.2.3.3 Suelos No Cohesivos El asentamiento de los grupos de pilotes en suelos no

cohesivos se puede estimar utilizando los resultados de ensayos in situ y la ubicación de la zapata equivalente especificada en la Figura 10.7.2.1-1.

El asentamiento de los grupos de pilotes en suelos no cohesivos se puede tomar como:

Usando ensayos SPT: 360

corr

q I XN

(10.7.2.3.3-1)

Usando ensayos CPT: 2 c

q X Iq

(10.7.2.3.3-2)

para lo cual:

1 0,125 0,5DIX

(10.7.2.3.3-3)

101,920,77logcorr

v

N N (10.7.2.3.3-4)

donde: q = presión neta de fundación aplicada a 2Db/3, como se

ilustra en la Figura 10.7.2.1-1; esta presión es igual a la carga aplicada en la parte superior del grupo dividida por el área de la zapata equivalente y no incluye el peso de los pilotes ni del suelo entre los pilotes (MPa)

X = ancho o menor dimensión del grupo de pilotes (mm) = asentamiento del grupo de pilotes (mm)

I = factor de influencia que considera la longitud

embebida efectiva de un grupo de pilotes (adimensional)

D' = profundidad efectiva tomada como 2Db/3 (mm) Db = profundidad embebida de los pilotes en un estrato

que proporciona apoyo, como se especifica en la Figura 10.7.2.1-1 (mm)

C10.7.2.3.3 Los requisitos se basan en el uso de las correlaciones

empíricas propuestas por Meyerhof (1976).


Ncorr = promedio representativo del número de golpes del SPT corregido para considerar la sobrecarga de suelo en una profundidad X debajo de la zapata equivalente (golpes/300 mm)

N = número de golpes medidos del SPT en el área donde

se determina el asentamiento (golpes/300 mm)

'v = tensión vertical efectiva (MPa) qc = resistencia media a la penetración del cono estático

en una profundidad X debajo de la zapata equivalente (MPa)

10.7.2.4 Desplazamiento Lateral

El desplazamiento lateral de una fundación con pilotes

deberá ser menor o igual que el desplazamiento lateral admisible, seleccionado de acuerdo con la Sección 10.7.2.2.

El desplazamiento lateral de los grupos de pilotes se deberá estimar utilizando procedimientos que consideren la interacción suelo-estructura.

C10.7.2.4 El desplazamiento lateral de los grupos de pilotes se

puede estimar utilizando los procedimientos descriptos por Barker et al. (1991) y Reese (1984). El procedimiento se desarrolló mediante un estudio paramétrico de un gran número de grupos de pilotes utilizando las teorías propuestas por Evans y Duncan (1982) y Focht y Koch (1973).

10.7.2.5 Valores Presuntos para la Resistencia de

Punta Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.6.2.3.


10.7.3.1 Requisitos Generales Las resistencias que se deberán considerar incluyen:

La capacidad de carga de los pilotes,

La resistencia contra el levantamiento de los pilotes,

El punzonamiento de los pilotes a través de suelo resistente hacia un estrato más débil, y

La resistencia estructural de los pilotes.

C10.7.3.1 Estos requisitos y los factores de resistencia asociados

se aplican a la resistencia geotécnica de los pilotes. La resistencia estructural se debería basar en los requisitos aplicables de las Secciones 5, 6 y 8.

10.7.3.2 Pilotes Cargados Axialmente Se deberá dar preferencia a los procedimientos de

diseño basados en análisis estáticos en combinación con un monitoreo in situ durante el hincado o ensayos de carga. Los resultados de los ensayos de carga se pueden extrapolar a las subestructuras adyacentes para las cuales las condiciones del subsuelo son similares. La capacidad de

C10.7.3.2



carga de los pilotes se puede estimar usando métodos analíticos o métodos basados en ensayos in situ.

La capacidad de carga mayorada de los pilotes, QR, se puede tomar como:

R n q ultQ Q Q (10.7.3.2-1) o bien

R n qp p qs sQ Q Q Q (10.7.3.2-2)

para lo cual:

p p pQ q A (10.7.3.2-3)

s s sQ q A (10.7.3.2-4)

donde:

q = factor de resistencia para la capacidad de carga de un pilote individual especificado en el Artículo 10.5.5 para aquellos métodos que no diferencian entre la resistencia total y la contribución individual de la resistencia de punta y la resistencia friccional

Qult = capacidad de carga de un pilote individual (N) Qp = resistencia de punta del pilote (N) Qs = resistencia friccional del pilote (N) qp = resistencia de punta unitaria del pilote (MPa) qs = resistencia friccional unitaria del pilote (MPa) As = área superficial del fuste del pilote (mm2) Ap = área de la punta del pilote (mm2)

qp = factor de resistencia para la resistencia de punta especificado en la Tabla 10.5.5-2 para aquellos métodos que dividen la resistencia de un pilote en una contribución de la resistencia de punta y una contribución de la resistencia friccional

qs = factor de resistencia para la resistencia friccional

especificada en la Tabla 10.5.5-2 para aquellos métodos que dividen la resistencia de un pilote en una contribución de la resistencia de punta y una contribución de la resistencia friccional

La capacidad de carga de un pilote en suelo se deriva de

la resistencia de punta y/o la resistencia lateral, es decir, la fricción superficial. Tanto la resistencia de punta como la resistencia friccional se desarrollan en respuesta al desplazamiento de la fundación. Es poco probable que los máximos valores de ambas resistencias ocurran para el mismo desplazamiento. La resistencia friccional típicamente se moviliza plenamente con desplazamientos de aproximadamente 2,5 a 10 mm. Sin embargo, la capacidad de punta se moviliza una vez que el pilote se asienta aproximadamente el 8 por ciento de su diámetro (Kulhawy et al. 1983).

El valor de q depende del método utilizado para estimar la capacidad de carga del pilote y puede ser diferente para las resistencias de punta y friccional.


10.7.3.3 Estimaciones Semiempíricas de la

Resistencia de los Pilotes 10.7.3.3.1 Requisitos Generales Se pueden utilizar tanto métodos basados en tensiones

totales como en tensiones efectivas, siempre que se encuentren disponibles los parámetros de resistencia del suelo apropiados. Los factores de resistencia para la resistencia friccional y para la resistencia de punta, estimados utilizando métodos semiempíricos, deberán ser como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

10.7.3.3.2 Resistencia Friccional Se pueden utilizar uno o más de los tres procedimientos

especificados a continuación, según corresponda.

10.7.3.3.2a Método El método , basado en tensiones totales, se puede

utilizar para relacionar la adherencia entre el pilote y una arcilla con la resistencia no drenada de la arcilla. La fricción superficial nominal unitaria, en MPa, se puede tomar como:

s uq S (10.7.3.3.2a-1)

donde: Su = resistencia al corte no drenada promedio (MPa)

= factor de adherencia aplicado a Su (adimensional) Se puede asumir que el factor de adherencia, , varía en

función de la resistencia no drenada, Su, como se ilustra en la Figura 1.

C10.7.3.3.2a El método es fácil de aplicar. Se utiliza desde hace

muchos años y permite obtener resultados razonables tanto para pilotes de desplazamiento como para pilotes que no son de desplazamiento en arcilla.


Figura 10.7.3.3.2a-1 Curvas de diseño para determinar los factores de adherencia para pilotes hincados en suelos arcillosos (Tomlison 1987)

10.7.3.3.2b Método El método , basado en tensiones efectivas, se puede

utilizar para predecir la fricción superficial de pilotes prismáticos. La fricción superficial unitaria nominal, en MPa, se puede relacionar con las tensiones efectivas del suelo de la siguiente manera:

s vq (10.7.3.3.2b-1)

donde:

'v = tensión efectiva vertical (MPa)

= factor tomado de la Figura 1

C20.7.3.3.2b Se ha determinado que el método funciona mejor para

pilotes en arcillas normalmente consolidadas y ligeramente sobreconsolidadas. El método tiende a sobrestimar la fricción superficial de los pilotes en suelos fuertemente sobreconsolidados. Esrig y Kirby (1979) sugirieron que para las arcillas fuertemente sobreconsolidadas el valor de

no debería ser mayor que 2. El uso de los métodos de Nordlund y LCPC para

determinar la resistencia de los pilotes se ha difundido mucho desde el momento en que se finalizaron los requisitos para el diseño por factores de carga y resistencia (LRFR) de las fundaciones, hacia fines de 1992. Pronto habrá factores de resistencia disponibles para estos métodos.

0.00

0.25

0.50

0.75

1.00

0.05 0.1 0.15 0.2

b D = 20Db

b

Arcillablanda

u0

0.00

0.25

0.50

0.75

1.00

0.05 0.1 0.15 0.20

0.00

0.25

0.50

0.75

1.00

0.05 0.1 0.15 0.20

DbDDb

b

= 10D

b

Db= 10D

Arcillarígida

DbDArcillarígida

D

Db

Arcillafirme a rígida

u

u

Arenas o grava arenosa

D menor que 10D

D mayor que 40D

Resistencia al corte no drenada S (MPa)

Fact

or d

e ad

here

ncia

D mayor que 20D


Fact

or d

e ad

here

ncia


D mayor que 40D

Fact

or d

e ad

here

ncia

Figura 10.7.3.3.2b-1 vs. OCR para pilotes de desplazamiento (Esrig y Kirby 1979)

El método de Nordlund se puede utilizar para extender la aplicación del método a pilotes no prismáticos en suelos cohesivos, en cuyo caso el factor de resistencia se puede tomar como para el método tal como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

10.7.3.3.2c Método El método , basado en tensiones efectivas, se puede

utilizar para relacionar la fricción superficial unitaria, en MPa, con el empuje pasivo del suelo de la siguiente manera:

2s v uq S (10.7.3.3.2c-1)

donde:

2v uS = empuje pasivo lateral del suelo (MPa) = coeficiente empírico tomado de la Figura 1

(adimensional)

C10.7.3.3.2c El valor de disminuye con la longitud del pilote y fue

determinado empíricamente, examinando los resultados de ensayos de carga realizados sobre pilotes tubulares de acero.

11 2 5 10 20 50

1

0

2

3

4

5

6

Límite sugeridopara

OCR

ov

Pl=6

0Pl

=20* es mayor que

el límite de 2,00

vo

OCR

1248

16

Pl=20 Pl=600,280,450,721,222,30*

0,340,460,661,222,06*


Figura 10.7.3.3.2c-1 Coeficiente para pilotes tubulares hincados (Vijayvergiya y Focht 1972)

10.7.3.3.3 Resistencia de Punta La resistencia de punta unitaria nominal de los pilotes

en arcilla saturada, en MPa, se puede tomar como:

qp = 9 Su (10.7.3.3.3-1)

Su = resistencia al corte no drenada de la arcilla cerca de la base del pilote (MPa)

10.7.3.4 Resistencia de los Pilotes Estimada en Base a Ensayos In Situ

10.7.3.4.1 Requisitos Generales Los factores de resistencia a utilizar para la resistencia

friccional y la resistencia de punt,a estimadas usando métodos in situ, deberán ser como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

C10.7.3.4.1 El uso de ensayos in situ para suelos no cohesivos está

ampliamente difundido, ya que es muy difícil obtener muestras de buena calidad de este tipo de suelos. Los parámetros obtenidos de ensayos in situ se pueden utilizar para estimar la resistencia de punta y la resistencia friccional de los pilotes.

Ubicación SímboloHOUSELMANSURPECKPECKFOWWOODWARDTOMLINSONBLESSEYMc CLELLANDMc CLELLANDDARRAGHMc CLELLANDSEED Mc CAMMONPECK

DETROITMORGANZACLEVELANDDRAYTONNORTH SEALEMOORESTANMORENEW ORLEANSVENICEALIANCEDONALDSONVILLEMSC HOUSTONSAN FRANCISCOBRITISH COLUMBIABURNSIDE

Fuente

70

60

50

40

30

20

10

00 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5

Pene

traci

ón d

el P

ilote

(mm

) x10

00


Dos de los métodos de ensayo in situ que frecuentemente se utilizan para predecir la capacidad de pilotes son el ensayo de penetración estándar (ensayo SPT) (Meyerhof 1976) y el ensayo de penetración de cono (ensayo CPT) (Nottingham y Schmertmann 1975).

10.7.3.4.2 Usando Ensayos SPT Este método se deberá aplicar solamente a las arenas y

limos no plásticos.

10.7.3.4.2a Resistencia de Punta La resistencia de punta unitaria nominal, en MPa, para

pilotes hincados hasta una profundidad Db en un estrato de suelo no cohesivo se puede tomar como:

0,038 corr b

pN Dq qD

(10.7.3.4.2a-1)

para lo cual:

101,920,77logcorr

v

N N (10.7.3.4.2a-2)

donde:

Ncorr = número de golpes representativo del SPT cerca de la punta del pilote corregido para considerar la presión debida a la sobrecarga de suelo, 'v (golpes/300 mm)

N = número de golpes del ensayo SPT (golpes/300 mm) D = ancho o diámetro del pilote (mm) Db = profundidad de penetración en el estrato portante

(mm) q = resistencia de punta límite considerada como

0,4Ncorr para el caso de arenas y 0,3Ncorr para limo no plástico (MPa)

10.7.3.4.2b Fricción Superficial La fricción superficial nominal de los pilotes en suelos

no cohesivos, en MPa, se puede tomar como:

Para pilotes de desplazamiento hincados:

C10.7.3.4.2b Los pilotes de desplazamiento, es decir los pilotes de

sección maciza o sección hueca que tienen cerrado uno de sus extremos, desplazan un volumen relativamente grande de suelo durante la penetración. Los pilotes que no son de desplazamiento generalmente tienen secciones transversa-les de área pequeña, como por ejemplo los pilotes de acero


0,0019sq N (10.7.3.4.2b-1)

Para pilotes que no son de desplazamiento (por ejemplo pilotes de acero en forma de H):

0,00096sq N (10.7.3.4.2b-2)

donde: qs = fricción superficial unitaria para pilotes hincados

(MPa) N = número de golpes promedio (no corregido) del SPT

a lo largo del fuste del pilote (golpes/300 mm)

en forma de H y los pilotes tubulares abiertos que no se taponan. El taponamiento ocurre cuando el suelo entre las alas de un pilote metálico en forma de H o el suelo en el interior de un pilote tubular abierto se adhiere completamente al pilote y desciende junto con el pilote a medida que procede el hincado.

10.7.3.4.3 Usando Ensayos CPT 10.7.3.4.3a Requisitos Generales Los ensayos CPT se pueden utilizar para determinar:

La resistencia a la penetración del cono, qc, que se puede utilizar para determinar la capacidad de punta de los pilotes, y

La fricción de la camisa, fs, que se puede utilizar para determinar la capacidad de fricción superficial.

10.7.3.4.3b Resistencia de Punta La resistencia de punta, qp, en MPa, se puede

determinar como se indica en la Figura 1.

para lo cual:

1 2

2c c

pq qq (10.7.3.4.3b-1)

donde: qc1 = promedio de qc en una distancia igual a yD debajo

de la punta del pilote (recorrido a-b-c); sumar los valores de qc tanto en dirección del recorrido descendente (recorrido a-b) como en dirección del recorrido ascendente (recorrido b-c); utilizar los valores reales de qc a lo largo del recorrido a-b y la regla del recorrido mínimo a lo largo del recorrido b-c; calcular qc1 para valores de y comprendidos entre 0,7 y 4,0 y utilizar el mínimo valor de qc1 obtenido (MPa)

C10.7.3.4.3b Nottingham y Schmertmann (1975) hallaron que

usando de un promedio ponderado de la resistencia del núcleo se obtiene una buena estimación de la capacidad de punta de los pilotes en todos los tipos de suelo.


qc2 = promedio de qc en una distancia igual a 8D sobre la punta del pilote (recorrido c-e); utilizar la regla del recorrido mínimo como para el recorrido b-c en el cálculo de qc1; ignorar las depresiones menores de los picos "x" si se trata de arena, pero incluirlas en el recorrido mínimo si se trata de arcilla (MPa)

La mínima resistencia promedio a la penetración del cono a una profundidad entre 0,7 y 4 veces el diámetro del pilote debajo de la cota de la punta del pilote se deberá obtener aplicando un proceso de prueba y error, usando la regla del recorrido mínimo. También se deberá utilizar la regla del recorrido mínimo para hallar el valor de la resistencia a la penetración del cono para el suelo en una distancia igual a ocho veces el diámetro del pilote por encima de la punta. Para determinar la resistencia de punta del pilote se deberán promediar estos dos resultados.

Figura 10.7.3.4.3b-1 Procedimiento para calcular la resistencia de punta de un pilote (Nottingham y Schmertmann 1975)

envolvente de los valores mínimos de qc

?8D

b

y D = 0,7D a 4Db

ac

"x"

D

e

Prof

undi

dad

qc


10.7.3.4.3c Resistencia Friccional La resistencia por fricción superficial de los pilotes, en

N, se puede tomar como:

1 2

,1 18

N Ni

s s c si si i si si ii ii

LQ K f a h f a hD

(10.7.3.4.3c-1)

donde: Ks,c = factores de corrección: Kc para arcillas y Ks para

arenas de la Figura 1 (adimensional) Li = profundidad hasta la mitad del intervalo de longitud

en el punto considerado (mm) Di = ancho o diámetro del pilote en el punto considerado

(mm) fsi = resistencia local unitaria por fricción de la camisa

determinada mediante un ensayo CPT en el punto considerado (MPa)

asi = perímetro del pilote en el punto considerado (mm) hi = intervalo de longitud en el punto considerado (mm) N1 = número de intervalos entre la superficie del terreno

y un punto ubicado a una distancia igual a 8D debajo de la superficie del terreno

N2 = número de intervalos entre un punto ubicado a una

distancia igual a 8D debajo de la superficie del terreno y la punta del pilote.

C10.7.3.4.3c Este proceso se describe en el trabajo de Nottingham y

Schmertmann (1975). Para un pilote de sección transversal constante (pilote

no ahusado), la Ecuación 1 se puede expresar como:

1 2

,1 18

N Ns

s s c i si i s si ii i

aQ K L f h a f hD

(C10.7.3.4.3c-1)

Si, además de ser prismático el pilote, fs es

aproximadamente constante a profundidades por debajo de 8D, la Ecuación 1 se puede simplificar de la siguiente manera:

, 4s s c s sQ K a f Z D (C10.7.3.4.3c-2)

donde: Z = longitud embebida total del pilote (mm)


Figura 10.7.3.4.3c-1 - Factores de corrección para resistencia friccional, Ks y Kc (Nottingham y Schmert-mann 1975)

10.7.3.5 Pilotes que Apoyan sobre Roca El factor de resistencia para la resistencia de punta de

los pilotes que apoyan sobre roca se deberá tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

Cuando tanto el ancho del pilote como la separación de las discontinuidades de la roca son mayores que 300 mm y cuando las discontinuidades no rellenas tienen un ancho menor que 6,4 mm o las discontinuidades rellenas con suelo o escombros de roca tienen un ancho menor que 25 mm, la resistencia de punta unitaria nominal, qp, de los pilotes hincados en roca, en MPa, se puede tomar como:

3p u spq q K d (10.7.3.5-1)

para lo cual:

3

10 1 300

d

spd

d

sDK

ts

(10.7.3.5-2)

C10.7.3.5 La Ecuación 1 se tomó de la Canadian Geotechnical

Society (1985). Cuando este método es aplicable, las rocas

generalmente son tan sanas que será la capacidad estructural la que determine el diseño (Fellenius et al. 1989).

Rel

ació

n Pr

ofun

dida

d/An

cho

del P

ilote

=Z/

D

Punta Begemann (Mecánica)AceroHormigón

Punta Fugro (Eléctrica)

Pilotes de hormigóny madera

Pilotes de acero

Usar 0,8 f de Punta Begemann si se trata de arcillas de elevado OCR

s40

35

30

25

20

10

5

00 1,0 2,0

0

1,0

0 0,1 0,2

ks f en MPas

kc

AceroHormigón

K para madera: usar 1,25K del aceros s

150,5


1 0,4 / 3,4s sd H D

donde: qu = resistencia promedio a la compresión uniaxial del

núcleo rocoso (MPa) d = factor de profundidad (adimensional) Ksp = coeficiente de capacidad de carga de la Figura 1

(adimensional) sd = separación de las discontinuidades (mm) td = ancho de las discontinuidades (mm) D = ancho del pilote (mm) Hs = profundidad embebida de un pilote empotrado en

roca, considerada igual a 0,0 para pilotes que apoyan sobre la parte superior del lecho rocoso (mm)

Ds = diámetro de la perforación para el pilote empotrado

en roca (mm) Este método no se podrá aplicar a rocas blandas

estratificadas, como por ejemplo lutitas débiles o calizas débiles.

Los pilote que apoyan sobre rocas débiles se deberán diseñar tratando la roca blanda como si fuera suelo, de acuerdo con el Artículo 10.7.3.3 para los pilotes que apoyan sobre material cohesivo y de acuerdo con el Artículo 10.7.3.4 para los pilotes que apoyan sobre material no cohesivo.

Las rocas débiles incluyen algunas lutitas y calizas de

grano fino u otras rocas meteorizadas de baja calidad. No hay ninguna definición cuantitativa de aceptación generalizada para el término "débil;" por este motivo para determinar si una roca es débil será necesario aplicar el criterio y la experiencia profesional. Para estos materiales rocosos débiles se pueden aplicar los mismos métodos semiempíricos descriptos para suelos cohesivos y no cohesivos.


Figura 10.7.3.5-1 - Coeficiente de capacidad de carga (Canadian Geotechnical Society 1985)

10.7.3.6 Ensayos de Carga y Monitoreo In Situ de los Pilotes

Los ensayos de compresión, tracción y carga lateral de

los pilotes deberán realizarse de acuerdo con las siguientes normas:

Método de Ensayo para Pilotes bajo Carga Estática de Compresión Axial - ASTM D 1143

Método de Ensayo de Pilotes Individuales bajo Carga Estática de Tracción Axial - ASTM D 3689

Método de Ensayo de Pilotes bajo Cargas Laterales - ASTM D 3966

El factor de resistencia para la resistencia a la

compresión axial y la capacidad contra el levantamiento axial de los pilotes que se obtienen a partir de ensayos de carga deberá ser como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

Los ensayos realizados in situ utilizando un analizador del hincado deberán satisfacer la siguiente norma:

Método de Ensayo para el Ensayo Dinámico de Alta Deformación de Pilotes - ASTM D 4945

El factor de resistencia para la resistencia axial que se

obtiene en base al analizador del hincado de los pilotes deberá ser como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

C10.7.3.6 Un ensayo de carga se puede realizar ya sea como un

ensayo de carga de rutina o bien como un ensayo de carga de alto nivel. Los ensayos de rutina generalmente se realizan con el propósito de aplicar una carga de prueba. Los ensayos de alto nivel generalmente se realizan antes de finalizar el diseño e implican datos de ensayo más confiables y un análisis detallado de los resultados.

La carga de ensayo normalmente se aplica por medio de un gato hidráulico, que también puede actuar como una celda de carga. Sin embargo, es preferible utilizar una celda de carga independiente.

En los ensayos de alto nivel y siempre que sea posible en los ensayos de rutina de los pilotes de gran longitud se debería considerar realizar mediciones de la compresión del pilote y por lo tanto del movimiento del extremo del pilote (utilizando un testigo o indicador de movimiento).

Cuando el objetivo es determinar la capacidad de carga mayorada del pilote para un diseño en estado límite, los métodos de ensayo rápidos, ASTM D 1143, aprobados nuevamente en 1994, son preferibles desde el punto de vista técnico a los métodos lentos.

Además de los ensayos con carga de prueba se deberían realizar ensayos hasta llegar a la falla. La carga de falla designada se debería basar en la geometría del diagrama carga-movimiento.

Para estimar un valor límite inferior para la capacidad vertical de los pilotes se puede utilizar el método de

Relación s /D

Valo

r de

K

0,0200,010

0,005

0,0020,001

d s

sp

t /S= 0

dd

0,1

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0

0,2

0,3

0,4

0,5


Davisson (U.S. Department of the Navy 1982). Durante la fase de diseño los niveles de tensión de

hincado anticipados se pueden estimar mediante análisis por ecuación de ondas. Durante la instalación de los pilotes, para medir los niveles de tensión de hincado se pueden utilizar mediciones dinámicas de la fuerza y aceleración en la cabeza del pilote.

La ecuación de ondas modela la masa, el casquete de hincado y la sección del pilote utilizando una serie de masas conectadas mediante resortes que se consideran sin peso. La simulación mediante ecuación de ondas permite que el Diseñador confirme que la sección propuesta para el pilote se puede hincar hasta lograr la capacidad y la penetración requeridas sin aplicar niveles de tensión de hincado que provoquen daños. Para ello se requieren programas de computación, tales como el de Hirsch et al. (1976) o Goble y Rausche (1987).

El monitoreo dinámico consiste en medir y registrar la fuerza y aceleración en la cabeza del pilote durante la instalación inicial del pilote o durante la posterior aplicación de golpes.

Las mediciones dinámicas de la fuerza y la aceleración también se pueden utilizar para determinar la capacidad del pilote, la distribución de la resistencia y los parámetros de vibración y amortiguación del suelo (Rausche et al. 1972).

10.7.3.7 Levantamiento

10.7.3.7.1 Requisitos Generales Se deberá considerar el levantamiento cuando las

solicitaciones, calculadas en base a la combinación de cargas para el estado límite correspondiente, sean de tracción.

Cuando los pilotes están sujetos a levantamiento se deberían investigar tanto la resistencia al arrancamiento de los pilotes como la capacidad estructural de los pilotes para resistir tracción y transmitirla a la fundación.

10.7.3.7.2 Resistencia contra el Levantamiento de Pilotes Individuales

La resistencia contra el levantamiento de un pilote

individual se deberá estimar de manera similar a la utilizada para estimar la resistencia por fricción superficial de los pilotes en compresión especificada en los Artículos 10.7.3.3 y 10.7.3.4.

La resistencia mayorada contra el levantamiento, en N, se puede tomar como:

QR = Qn = u Qs (10.7.3.7.2-1)

C10.7.3.7.2 La solicitación mayorada que actúa en cualquier pilote

que forma parte de un grupo se puede estimar utilizando el procedimiento tradicional en base a la resistencia elástica de los materiales para una sección transversal solicitada por empuje y momento. Las propiedades de la sección transversal se deberían basar en el pilote considerado como un área unitaria.

Los factores de resistencia para tracción axial son menores que los correspondientes a compresión. Uno de los motivos es que los pilotes traccionados descargan el


donde: Qs = capacidad nominal contra el levantamiento debida a

la resistencia del fuste (N)

u = factor de resistencia para la capacidad contra el levantamiento especificado en la Tabla 10.5.5-2

suelo; esto reduce la tensión efectiva debida a la sobrecarga de suelo y por lo tanto también reduce la resistencia por fricción superficial contra el levantamiento del pilote.

10.7.3.7.3 Resistencia contra el Levantamiento de Grupos de Pilotes

La resistencia mayorada contra el levantamiento de un

grupo de pilotes, en N, se puede tomar como: QR = Qn = ug Qug (10.7.3.7.3-1)

donde:

ug = factor de resistencia especificado en la Tabla 10.5.5-2

Qug = resistencia nominal contra el levantamiento del

grupo de pilotes (N) La resistencia contra el levantamiento de un grupo de

pilotes, Qug, se deberá tomar como el menor de los siguientes valores:

La sumatoria de las resistencias contra el levanta-miento de los pilotes individuales; o

La capacidad contra el levantamiento del grupo de pilotes considerado como un bloque único.

Para los grupos de pilotes en suelo no cohesivo, el peso

del bloque que será levantado se deberá determinar utilizando para la carga una distribución con una pendiente de 1 en 4 desde la base del grupo de pilotes, tal como se ilustra en la Figura 1. Para los suelos ubicados debajo del nivel freático se deberán utilizar los pesos unitarios sumergidos.

Para los suelos cohesivos el bloque utilizado para resistir el levantamiento en corte no drenado se deberá tomar de la Figura 2. La resistencia nominal contra el levantamiento del grupo se puede tomar como:

2 2n ug u gQ Q XZ YZ S W (10.7.3.7.3-2)

donde:

X = ancho del grupo de pilotes, como se ilustra en la


Figura 2 (mm) Y = longitud del grupo de pilotes, como se ilustra en la

Figura 2 (mm) Z = profundidad del bloque de suelo debajo del cabezal

de los pilotes considerada como se ilustra en la Figura 2 (mm)

uS = resistencia al corte no drenada promedio a lo largo

del fuste de los pilotes (MPa) Wg = peso del bloque formado por el suelo, los pilotes y

el cabezal (N) El factor de resistencia para la capacidad nominal

contra el levantamiento de un grupo de pilotes, Qug, determinada como la sumatoria de las resistencias de los pilotes individuales se deberá tomar igual que para la capacidad contra el levantamiento de pilotes individuales tal como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

El factor de resistencia para la capacidad contra el levantamiento de un grupo de pilotes considerado como un bloque único se deberá tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-2 para grupos de pilotes en arcilla y arena.

Figura 10.7.3.7.3-1 - Levantamiento de un grupo de pilotes poco separados en suelos no cohesivos (Tomlinson 1987)

Bloque de suelolevantado por los pilotes

1

4


Figura 10.7.3.7.3-2 - Levantamiento de un grupo de pilotes en suelos cohesivos (Tomlinson 1987)

10.7.3.8 Cargas Laterales Los pilotes sujetos a cargas laterales deberán tener sus

cabezas fijadas al cabezal. El suelo alterado o los vacíos creados durante el hincado de los pilotes se deberán reemplazar por material granular compactado.

En el diseño de los pilotes cargados lateralmente se deberán considerar los efectos de la interacción suelo-estructura o roca-estructura entre los pilotes y el terreno, incluyendo el número y la separación de los pilotes de cada grupo.

C10.7.3.8 El Departamento de Transporte de Florida reciente-

mente llevó a cabo un estudio (Shahawy e Issa 1992) de los requisitos de empotramiento de los pilotes en sus cabezales necesarios para lograr la plena capacidad de momento. La resistencia de los pilotes a las cargas laterales generalmente está determinada por los criterios de desplazamiento lateral en el estado límite de servicio, tal como se especifica en el Artículo 10.7.2, o bien por la falla estructural de los pilotes en el estado límite de resistencia.

La respuesta de los pilotes frente a las cargas laterales se puede estimar mediante análisis P-Y (Barker et al. 1991). Cuando un grupo de pilotes está sujeto a cargas laterales los pilotes interactúan a través del suelo que los separa. Como resultado de esta interacción, los grupos de pilotes experimentan flechas mayores que los pilotes individuales solicitados por la misma carga lateral por pilote, y también son mayores los momentos flectores en los pilotes del grupo. Estos factores se deberían considerar en el diseño. Barker et al. (1991) y Reese (1984) presentan procedimientos aplicables al diseño práctico.

El método de análisis P-Y, con curvas de respuesta suelo/roca representativas, se puede emplear para numerosas situaciones de diseño que involucran comportamiento de pilotes individuales o como grupo. Hasta 1996 aún no se habían desarrollado factores de resistencia para el estado límite de resistencia. Si una jurisdicción cuenta con factores de resistencia adecuados, éstos se pueden utilizar para ampliar la aplicación del método P-Y a otras situaciones.

Bloque de suelolevantado por los

pilotes

X por Y

Z


10.7.3.9 Capacidad de Carga de los Pilotes

Inclinados La capacidad de carga de un grupo de pilotes que

contiene pilotes inclinados se puede determinar tratando los pilotes inclinados como si fueran pilotes verticales.

10.7.3.10 Resistencia a la Carga Axial de los Grupos de Pilotes

10.7.3.10.1 Requisitos Generales La resistencia mayorada de un grupo de pilotes, en N,

se deberá tomar como: QR = Qn = g Qg (10.7.3.10.1-1)

donde: Qg = resistencia nominal del grupo (N)

g = factor de resistencia para el grupo especificado en el presente documento

10.7.3.10.2 Suelo Cohesivo Si el cabezal se encuentra en contacto firme con el

terreno no se requerirá ninguna reducción de la eficiencia. Si el cabezal no se encuentra en contacto firme con el

terreno y si el suelo es rígido, tampoco se requerirá ninguna reducción de la eficiencia.

Si el cabezal no se encuentra en contacto firme con el terreno y si el suelo en la superficie es blando, la resistencia individual de cada pilote se deberá multiplicar por un factor de eficiencia , el cual se deberá tomar como:

= 0,65 cuando la separación entre los centros de

los pilotes es igual a 2,5 diámetros

= 1,0 cuando la separación entre los centros de los pilotes es igual a 6,0 diámetros

Para separaciones intermedias el valor de se puede determinar por interpolación lineal.

La resistencia del grupo deberá ser igual al menor de

los siguientes valores:

La sumatoria de las resistencias individuales modificadas de cada pilote del grupo, o

C10.7.3.10.2 La eficiencia de un grupo de pilotes en suelos

cohesivos puede ser menor que la eficiencia de los pilotes individuales, debido a las zonas en las cuales se superponen las deformaciones por corte en el suelo que rodea los pilotes.

En los suelos cohesivos la resistencia de un grupo de pilotes depende de si el cabezal está en contacto firme con el terreno por debajo del mismo. Si el cabezal está en contacto firme con el terreno, el grupo de pilotes y el suelo entre los pilotes se comportan como una unidad.

Cuando las separaciones entre los pilotes son pequeñas puede prevalecer un mecanismo de falla en forma de bloque, mientras que cuando las separaciones son mayores los pilotes pueden fallar en forma individual. Es necesario verificar los mecanismos de falla y diseñar para el caso con el cual se obtenga la menor capacidad.

Para un grupo de pilotes de ancho X, longitud Y y profundidad Z como el que se ilustra en la Figura C1, la capacidad de carga para la falla en bloque está dada por la siguiente expresión:

2 2g u c uQ X Y Z S X Y N S (C10.7.3.10.2-1)

para la cual:


La resistencia de un pilar equivalente formado por los pilotes y el bloque de suelo dentro del área limitada por los pilotes.

Al determinar el pilar equivalente:

Para determinar la resistencia friccional se deberá utilizar la totalidad de la resistencia al corte de suelo,

Para determinar la resistencia de punta se deberá utilizar la totalidad del área de la base del pilar equivalente, y

Se deberá ignorar la resistencia adicional del cabezal.

El factor de resistencia para un pilar o bloque de falla

equivalente deberá ser como se indica en la Tabla 10.5.5-2 y se deberá aplicar ya sea que el cabezal esté o no en contacto con el terreno. Los factores de resistencia para la resistencia del grupo de pilotes calculada usando la sumatoria de las resistencias individuales son iguales a los utilizados para la resistencia de pilotes aislados, tal como se indica en la Tabla 10.5.5-2.

para 2,5 :ZX

0,2 0,25 1 1c

X ZNY X

(C10.7.3.10.2-2)

para 2,5 :ZX

0,27,5 1c

XNY

(C10.7.3.10.2-3)

uS = resistencia al corte no drenada promedio a lo largo

de la profundidad de penetración de los pilotes (MPa)

Su = resistencia al corte no drenada en la base del grupo

(MPa)

Figura C10.7.3.10.2-1 Grupo de pilotes actuando

como una fundación en bloque

10.7.3.10.3 Suelo No Cohesivo La capacidad de carga de los grupos de pilotes en suelo

no cohesivo será la sumatoria de las capacidades de todos los pilotes que componen el grupo. Ya sea que el cabezal de los pilotes esté o no en contacto con el terreno, el factor de eficiencia, , deberá ser igual a 1,0.

El factor de resistencia es igual que para los pilotes individuales, tal como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

C10.7.3.10.3 En el caso de los pilotes hincados en arena, debido al

aumento de densidad que provoca el hincado, la resistencia del grupo nunca es menor que la sumatoria de las capacidades de los pilotes individuales. Por este motivo para los grupos de pilotes en arena el factor de eficiencia siempre se considera igual a 1,0.

10.7.3.10.4 Grupos de Pilotes en Suelo Resistente sobre Suelo Débil o Compresible

C10.7.3.10.4

XAnchototal

Y

Longitud

total

Z


Si un grupo de pilotes está embebido en un depósito de

suelo resistente que yace sobre un depósito más débil se deberá considerar el potencial de falla por punzonamiento de las puntas de los pilotes en el estrato de suelo más débil. Si el estrato de suelo subyacente consiste en un suelo compresible más débil se deberá considerar la posible ocurrencia de grandes asentamientos en dicho estrato más débil.

En ausencia de referencias locales, la investigación de

la capacidad de los suelos blandos subyacentes se puede basar en el cálculo de la carga sobrepuesta, asumiendo que la distribución de la presión se ensancha por debajo de las puntas de los pilotes proyectando el área limitada por las puntas de los pilotes con una pendiente de 2 vertical en 1 horizontal. La resistencia a cualquier profundidad por debajo de las puntas de los pilotes se deberá determinar en base al tamaño proyectado de una zapata idealizada. La capacidad de carga se deberá basar en los criterios especificados en el presente documento para zapatas.

El método se puede visualizar utilizando la Figura

10.7.2.1-1 considerando la zapata equivalente (o idealizada) al mismo nivel que las puntas de los pilotes. La opción de considerar la zapata a la altura de la punta de los pilotes es algo conservadora si una parte significativa de la resistencia de los pilotes es aportada por la resistencia friccional, pero se especifica de este modo por motivos de simplicidad.

10.7.3.11 Resistencia de los Grupos de Pilotes a las Cargas Laterales

La resistencia mayorada de un grupo de pilotes a las

cargas laterales, en N, se deberá tomar como: QR = Qn = QLg = L QL (10.7.3.11-1)

donde: QL = resistencia lateral nominal de un pilote individual

(N) QLg = resistencia lateral nominal del grupo de pilotes (N)

L = factor de resistencia para el grupo de pilotes especificado en la Tabla 10.5.5-2

= factor de eficiencia del grupo de acuerdo con lo

definido en el presente documento La resistencia individual de cada pilote se deberá

multiplicar por un factor de eficiencia, , el cual se deberá tomar como:

= 0,75 para suelo no cohesivo

= 0,85 para suelo cohesivo

La resistencia lateral del grupo se deberá tomar como la

sumatoria de la resistencias individuales modificadas de

C10.7.3.11 La capacidad lateral de un grupo de pilotes es menor

que la sumatoria de las capacidades individuales de los pilotes que componen el grupo. Este efecto de grupo, conocido como interacción pilote-suelo-pilote, hace que un grupo de pilotes experimente flechas mayores que los pilotes individuales solicitados por la misma carga lateral por pilote y hace que los momentos flectores en los pilotes del grupo sean mayores.

Los factores de eficiencia se basan en el Procedimiento de Amplificación para Grupos de Pilotes de Ooi y Duncan (1994). Estos factores se toman como la inversa del factor de amplificación de momentos. Los valores se desarrollaron a partir del estudio de grupos con diferentes cantidades de pilotes, y las eficiencias resultan más exactas en el caso de los grupos formados por nueve pilotes. Estos factores no son afectados significativamente por la relación separación/diámetro de los pilotes.

Los factores de eficiencia dependen de la carga lateral sobre un único pilote del grupo. Las cargas laterales usadas para calcular los factores se estimaron a partir de las relaciones carga-momento para pilotes hincados de Barker et al. (1991) correspondientes al momento último del pilote. El ángulo de fricción interna de la arena se supuso igual a 35º; la resistencia al corte no drenada promedio de la arcilla se supuso igual a 0,072 MPa.


cada uno de los pilotes que componen el grupo.

10.7.4 Diseño Estructural 10.7.4.1 Requisitos Generales

El diseño estructural de los pilotes hincados de

hormigón, acero y madera se deberá realizar de acuerdo con los requisitos de las Secciones 5, 6 y 8, respectiva-mente.

C10.7.4.1 Los Artículos 5.7.4, 5.13.4, 6.15, 8.4.1.3 y 8.5.2.2

contienen requisitos específicos para pilotes de hormigón, acero y madera.

El diseño de pilotes que soportan exclusivamente carga axial requiere una tolerancia para las excentricidades no intencionales. Estas excentricidades se consideran a través de:

Los factores de resistencia del Artículo 6.5.4.2 para pilotes de acero,

El uso de las ecuaciones del Artículo 5.7.4.4 para columnas de hormigón que ya tienen una tolerancia para la excentricidad, y

El factor de resistencia del Artículo 8.5.2.2 que se incrementa en el Artículo C8.5.2.2 para el caso de pilotes de madera.

10.7.4.2 Pandeo de los Pilotes

Los pilotes que atraviesan agua o aire se deberán

suponer empotrados a una cierta profundidad debajo del nivel del terreno. La estabilidad se deberá determinar de acuerdo con los requisitos para elementos comprimidos establecidos en las Secciones 5, 6 y 8 usando una longitud de pilote equivalente igual a la longitud sin apoyo lateral, más una longitud embebida hasta el punto donde se asume que el pilote está empotrado.

La profundidad hasta el punto donde se asume que el pilote está empotrado se puede tomar como:

Para las arcillas:

0,25

1,4 p p

s

E IE

(mm) (10.7.4.2-1)

Para las arenas:

0,2

1,8 p p

h

E In

(mm) (10.7.4.2-2)

donde:

C10.7.4.2 Este procedimiento se tomó de Davisson y Robinson

(1965). En las Ecuaciones 1 y 2 se asume que la condición de

carga es exclusivamente de carga axial y también se asume que los pilotes están empotrados en sus extremos. Debido a que las ecuaciones calculan la profundidad hasta el empotramiento a partir de la superficie del terreno, el Ingeniero deberá determinar las condiciones de borde en la parte superior del pilote a fin de determinar la longitud sin apoyo lateral del pilote. Si las condiciones de carga o las condiciones de fijación de la son diferentes, ver Davisson y Robinson (1965).

Prakash y Sharma (1990) estudiaron el efecto de la separación de los pilotes sobre el módulo del suelo y hallaron que cuando las separaciones entre pilotes son mayores que 8 veces el ancho del pilote los pilotes vecinos no afectan el módulo del suelo o la capacidad de pandeo. Sin embargo, para separaciones iguales a 3 veces el ancho


Ep = módulo de elasticidad del pilote (MPa) Ip = momento de inercia del pilote (mm4) Es = módulo del suelo para las arcillas = 67 Su (MPa) Su = resistencia al corte no drenada de las arcillas (MPa) nh = tasa de incremento del módulo del suelo en función

de la profundidad para las arenas como se especifica en la Tabla 1 (MPa/mm)

del pilote el módulo efectivo del suelo se reduce al 25 por ciento del valor aplicable a un pilote individual. Para separaciones intermedias los valores del módulo se pueden estimar por interpolación.

Tabla 10.7.4.2-1 - Tasa de incremento del módulo del suelo en función de la profundidad, nh, (MPa/mm) para la arena

CONSISTENCIA SECA O HÚMEDA SUMERGIDA

Suelta 9,4 × 10 3 4,7 × 10 3

Media 0,025 0,013

Densa 0,063 0,031

10.8 PILOTES PERFORADOS 10.8.1 Requisitos Generales 10.8.1.1 Campo de Validez

Los requisitos de la presente sección se deberán aplicar

al diseño de todos los pilotes perforados, excepto a los pilotes perforados que se construyen con barrenas continuas y se hormigonan a medida que se extrae la barrena.

C10.8.1.1 Los pilotes perforados pueden ser una alternativa

económica frente a las fundaciones con zapatas o pilotes hincados, particularmente cuando no es posible construir zapatas sobre un estrato de suelo o roca adecuado a una profundidad razonable o cuando no es viable utilizar pilotes hincados. Los pilotes perforados pueden ser una alternativa económica frente a las zapatas si la profundidad de socavación es importante. También se puede considerar el uso de pilotes perforados para resistir elevadas cargas laterales o de levantamiento si las tolerancias para la deformación son pequeñas. Los puentes levadizos o basculantes son un ejemplo de un tipo de puente para el cual sería deseable que las deformaciones fueran pequeñas.

De acuerdo con el mecanismo principal del cual derivan su resistencia a las cargas, los pilotes perforados se clasifican ya sea como pilotes perforados flotantes (friccionales), es decir pilotes que transfieren la carga fundamentalmente por resistencia lateral, o bien como pilotes perforados de punta, es decir pilotes que transfieren la carga fundamentalmente por resistencia de punta.


10.8.1.2 Profundidad Embebida

La profundidad embebida de los pilotes perforados

deberá ser suficiente para proporcionar capacidades de carga vertical y lateral adecuadas y desplazamientos aceptables.

C10.8.1.2 La parte superior de un pilote perforado generalmente

debe estar a una distancia no mayor que aproximadamente 100 mm de la superficie del terreno en el caso de las estructuras sobre suelo seco y no más de 150 mm por encima de la cota normal del agua en el caso de las estructuras en agua. Esto mejorará su construibilidad.

10.8.1.3 Diámetro de los Fustes y Bases

Ensanchadas Cuando un pilote perforado empotrado en roca requiere

encamisado a través de los suelos que yacen sobre la roca, la documentación técnica deberá especificar que el diámetro de la perforación para empotramiento en roca debe ser como mínimo150 mm menor que el diámetro interior del encamisado. Para los pilotes empotrados en roca que no requieren encamisado a través de los suelos que yacen sobre la roca, el diámetro de la perforación para empotramiento en roca puede ser igual al diámetro del pilote en la zona que atraviesa el suelo.

En los suelos cohesivos rígidos, se puede utilizar una base ensanchada o campana en la punta del pilote para aumentar la superficie de contacto de la punta y así reducir la presión unitaria o proveer resistencia adicional contra las cargas de levantamiento.

Si antes de colocar el hormigón se limpia e inspecciona el fondo del pilote, se podrá considerar que la totalidad de la superficie de la base es efectiva para transferir carga.

C10.8.1.3 Al realizar perforaciones para empotrar pilotes en roca

es habitual utilizar un encamisado que atraviesa la zona de suelo y soporta temporalmente el suelo. Este encamisado permite la inspección de la perforación y materializa un sello a lo largo de la zona de contacto suelo-roca, minimizando así la infiltración de agua subterránea hacia la perforación. En consecuencia, es necesario que el diámetro de la perforación en roca sea menor que el tamaño nominal del encamisado, ya que esto permitirá asentar la camisa e insertar los equipos para perforar la roca.

Si fuera viable, se debería considerar extender el pilote hasta una mayor profundidad a fin de evitar las dificultades y costos relacionados con la excavación del ensancha-miento de las bases.

10.8.1.4 Resistencia Serán aplicables los requisitos del Artículo 10.7.1.3 y la

Tabla 10.5.5-3, sustituyendo el término "Pilote" por el término "Pilote perforado" cuando corresponda.

El método constructivo puede afectar la resistencia del pilote perforado y deberá ser considerado como parte del proceso de diseño. Los pilotes perforados se deberán construir utilizando el método seco, con camisa o húmedo, o bien una combinación de estos métodos. En todos los casos la excavación del pozo, la colocación del hormigón y todos los demás aspectos de la construcción de los pilotes se deberán realizar de acuerdo con los requisitos de las presentes Especificaciones y el documento AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications.

C10.8.1.4 El método constructivo utilizado puede afectar

considerablemente el comportamiento de las fundaciones con pilotes perforados, particularmente en lo que respecta a la resistencia lateral. El Diseñador debería considerar los efectos de las condiciones del suelo y el agua freática sobre las operaciones de construcción de los pilotes y delinear, si fuera necesario, el método constructivo general que se deberá seguir a fin de asegurar el comportamiento anticipado. Debido a que los pilotes perforados derivan su capacidad de la resistencia lateral y de punta, las cuales dependen de la condición de los materiales en contacto directo con los pilotes, es importante que los procedimientos constructivos sean consistentes con las condiciones de los materiales supuestas en el diseño. El ablandamiento, aflojamiento u otros cambios en las condiciones del suelo y la roca atribuibles al método constructivo utilizado podrían provocar una reducción de la capacidad de los pilotes y un aumento de su desplazamiento. Por lo tanto, la evaluación de los efectos


del procedimiento constructivo sobre la resistencia de los pilotes perforados se debería considerar un aspecto significativo del diseño. El uso de lechadas, los pilotes de diámetro variable y los métodos de inyección también son factores que pueden afectar la resistencia de los pilotes perforados.

Los parámetros del suelo se deberían variar sistemáticamente de manera de modelar el rango de condiciones anticipado. Tanto la resistencia vertical como la resistencia lateral se deberían evaluar de este modo.

10.8.1.5 Fricción Negativa

Se deberán evaluar las cargas de fricción negativa, de

acuerdo con lo especificado en el Artículo 10.7.1.4. Para los pilotes de punta en los cuales la fricción

negativa es una consideración relacionada con el estado límite de resistencia, los factores de carga para la carga de fricción negativa deberán ser la inversa del factor de resistencia utilizado para el método para estimar la resistencia friccional, según lo especificado en la Tabla 10.5.5-3.

C10.8.1.5 Ver comentario adicional en el Artículo C10.7.1.4. Un movimiento descendente relativo del suelo de

alrededor de 2,5 a 12,0 mm es suficiente para movilizar plenamente la carga de fricción negativa en un pilote perforado.

Las cargas de fricción negativa se pueden estimar utilizando el método , como se describe en el Artículo 10.8.3.3.1, para calcular la resistencia friccional positiva. Al igual que en el caso de la resistencia friccional positiva, los 1500 mm superiores y una longitud inferior supuesta igual a un diámetro del fuste no contribuyen a las cargas de fricción negativa. Si se utiliza el método se debería considerar una tolerancia para un posible aumento de la resistencia al corte no drenada a medida que ocurre la consolidación.

10.8.1.6 Separación de los Pilotes de un Grupo

La separación entre los centros de los pilotes perforados

debería ser el mayor valor entre 3,0 diámetros o la separación requerida para evitar la interacción entre pilotes adyacentes.

Si se requieren separaciones menores, la documentación técnica deberá especificar la secuencia constructiva y se deberán evaluar los efectos de interacción entre pilotes adyacentes.

C10.8.1.6 Puede ser necesario utilizar separaciones mayores si se

anticipa que las operaciones de perforación serán dificultosas.

10.8.1.7 Pilotes Perforados Inclinados Se debería evitar el uso de pilotes perforados inclinados.

Si se requiere mayor resistencia lateral se debería considerar aumentar el diámetro de los pilotes o bien aumentar el número de pilotes perforados.

C10.8.1.7 Debido a los problemas asociados con la estabilidad de

los pilotes durante la excavación, instalación y retiro del encamisado, la instalación de la jaula de armadura y la colocación del hormigón, los pilotes perforados inclinados son mucho más difíciles de construir que los pilotes perforados verticales.

10.8.1.8 Nivel Freático y Flotabilidad

Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.7.1.7

según corresponda.

C10.8.1.8 Ver el Artículo C10.7.1.7.


10.8.1.9 Levantamiento


según corresponda. Los pilotes perforados diseñados para suelos expansivos

se deberán prolongar hacia el interior de suelos estables frente a la humedad hasta una profundidad suficiente para proporcionar un anclaje adecuado para resistir el levantamiento. También se debería proveer una luz suficiente entre la superficie del terreno y el fondo de los cabezales o vigas que conectan los pilotes a fin de evitar la aplicación de cargas de levantamiento en la conexión pilote/cabezal provocadas por el hinchamiento del suelo.

C10.8.1.9 Para evaluar las potenciales cargas de levantamiento en

pilotes perforados que atraviesan suelos expansivos es necesario evaluar el potencial de hinchamiento del suelo y la extensión de los estratos de suelo que pueden afectar al pilote. En la Tabla C1 se presenta un método razonable-mente confiable para identificar el potencial de hinchamiento. Este método clasifica el potencial de hinchamiento en función de los límites de Atterberg, la succión del suelo y el hinchamiento porcentual obtenido de ensayos con odómetro (Reese y O'Neill 1988). El espesor del estrato potencialmente expansivo se debe identificar mediante:

Estudio de muestras de suelo tomadas de perforaciones para determinar la presencia de agrietamiento, superficies de deslizamiento o estructuras en bloque, y las variaciones de color, y

Ensayos en laboratorio para determinar los perfiles de contenido de humedad del suelo.

Tabla C10.8.1.9-1 - Método para identificar suelos potencialmente expansivos (Reese y O'Neill 1988)

Límite

Líquido, LL (%)

Límite Plástico, PL (%)

Succión del Suelo (MPa)

Potencial de Hinchamiento

(%)

Clasificación del Potencial de

Hinchamiento

> 60 > 35 > 0,38 > 1,5 Elevado

50 – 60 25 – 35 0,14 – 0,38 0,5 – 1,5 Marginal

< 50 < 25 < 0,14 < 0,5 Bajo

10.8.2 Movimiento en el Estado Límite de Servicio 10.8.2.1 Requisitos Generales


según corresponda. Se deberá utilizar la Combinación de Cargas correspondiente al Estado Límite de Servicio I de la Tabla 3.4.1-1 según corresponda.

Para estimar los asentamientos en estado límite de servicio de los pilotes perforados en arcilla solamente se deberán considerar las cargas permanentes. Para estimar los asentamientos de los pilotes perforados en suelo granular las cargas temporarias se deberán sumar a las cargas permanentes.

C10.8.2.1 Generalmente el asentamiento de los pilotes perforados

instalados en arena y roca es pequeño o bien ocurre de forma bastante rápida. Sin embargo, el asentamiento de los pilotes en arcilla puede ocurrir durante un período de tiempo más prolongado, a medida que las arcillas se consolidan.


10.8.2.2 Criterios para el Movimiento Lateral Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.7.2.2

según corresponda.


10.8.2.3 Asentamiento 10.8.2.3.1 Requisitos Generales El asentamiento de una fundación con pilotes perforados

individuales o grupos de pilotes perforados no deberá superar los criterios de movimiento seleccionados de acuerdo con el Artículo 10.6.2.2.

10.8.2.3.2 Asentamiento de Pilotes perforados Individuales

El asentamiento de un pilote perforado individual se

deberá estimar considerando:

El asentamiento inmediato,

El asentamiento por consolidación si el pilote está construido en suelos cohesivos, y

La compresión axial del pilote perforado.

C10.8.2.3.2 Reese y O'Neill (1988) resumieron datos adimensiona-

les sobre la relación carga-asentamiento de pilotes perforados, como se ilustra en las Figuras C1 a C4. Las Figuras C1 y C2 muestran curvas carga-asentamiento para el caso de carga transferida por fricción lateral y carga transferida de punta por pilotes perforados en suelos cohesivos. Las Figuras C3 y C4 muestran cuervas similares para pilotes en suelos no cohesivos. Estas curvas constituyen una guía útil para estimar los asentamientos inmediatos de los pilotes perforados.

Los valores de las curvas carga-asentamiento para carga resistida por fricción lateral se obtuvieron a diferentes profundidades, tomando en cuenta el acortamiento elástico del pilote. Aunque en los pilotes relativamente cortos el acortamiento elástico puede ser pequeño, este acortamiento puede ser bastante importante en pilotes de mayor longitud. La magnitud del acortamiento elástico de los pilotes perforados varía dependiendo de su profundidad. Reese y O'Neill (1988) describieron un procedimiento aproximado para estimar el acortamiento elástico de los pilotes perforados de gran longitud.

Las Figuras C1 y C2 no reflejan los asentamientos a largo plazo de los pilotes perforados en arcilla. Los asentamientos por consolidación se deberían sumar a los asentamientos inmediatos. Sin embargo, debido a que generalmente los pilotes perforados se instalan en suelos fuertemente sobreconsolidados, por lo general los asentamientos por consolidación son pequeños.

Los asentamientos inducidos por las cargas soportadas por resistencia de punta son diferentes para los pilotes en suelos no cohesivos y en suelos cohesivos. Aunque la curva carga-desplazamiento de los pilotes perforados en suelos cohesivos típicamente presenta un quiebre bien definido, con frecuencia los pilotes en suelos no cohesivos no evidencian una falla bien definida para ningún desplazamiento determinado. La carga de los pilotes


perforados en suelos no cohesivos continúa aumentando a medida que el asentamiento aumenta más allá del 5 por ciento del diámetro de la base. En el caso de los pilotes perforados en suelos cohesivos, Qp típicamente se moviliza completamente con desplazamientos de entre 2 y 5 por ciento del diámetro de la base. La resistencia de punta unitaria se define arbitrariamente como la presión de contacto requerida para provocar un asentamiento igual al 5 por ciento del diámetro del pilote, aún cuando este valor no corresponda a la falla total del suelo debajo de la base del pilote perforado.

Las curvas de las Figuras C1 y C3 también muestran los asentamientos para los cuales se moviliza la resistencia lateral. En el caso de los pilotes perforados en suelos cohesivos, Qs típicamente se moviliza completamente con desplazamientos de entre 0,2 y 0,8 por ciento del diámetro del pilote. En el caso de pilotes perforados en suelos no cohesivos este valor es de entre 0,1 y 1,0 por ciento.

Figura C10.8.2.3.2-1 - Transferencia de carga por

fricción lateral (normalizada) en función del asentamiento - Suelos cohesivos (Reese y O'Neill 1988)

Rango de resultadosLínea de tendencia

Asentamiento , %

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,00,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

Car

ga tr

ansf

erid

a po

r fric

ción

late

ral

Car

ga ú

ltim

a tra

nsfe

rida

por f

ricci

ón la

tera

l

Diámetro del pilote


Figura C10.8.2.3.2-2 - Transferencia de carga de punta

(normalizada) en función del asentamiento - Suelos cohesivos (Reese y O'Neill 1988)

Figura C10.8.2.3.2-3 - Transferencia de carga por

fricción lateral (normalizada) en función del asentamiento - Suelo no cohesivo (Reese y O'Neill 1988)

Rango de resultados

Línea de tendencia

Asentamiento de la baseDiámetro de la base

, %0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

0,0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

1,0

Car

ga tr

ansf

erid

a de

pun

taC

arga

últi

ma

trans

ferid

a de

pun

ta

Línea de tendencia

Asentamiento , %

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,00,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

Car

ga tr

ansf

erid

a po

r fric

ción

late

ral

Car

ga ú

ltim

a tra

nsfe

rida

por f

ricci

ón la

tera

l

Diámetro del pilote

Rango de resultados para respuestade ablandamiento por deformación

Rango de resultados para respuesta de endurecimiento por deformación


Figura C10.8.2.3.2-4 - Transferencia de carga de punta

(normalizada) en función del asentamiento - Suelo no cohesivo (Reese y O'Neill 1988)

10.8.2.3.3 Asentamiento de un Grupo de Pilotes

Perforados Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.7.2.3

según corresponda.

10.8.2.4 Desplazamiento Lateral Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.7.2.4

según corresponda.

C10.8.2.4 El desplazamiento lateral de los pilotes perforados

individuales y de los grupos de pilotes perforados se puede estimar utilizando los procedimientos descriptos en la publicación Engineering Manual for Drilled Shafts (Barker et al. 1991), o bien utilizando otros análisis P-Y. Las condiciones prevalentes en obra algunas veces determinan que la parte superior de los pilotes sea mayor que las dimensiones indicadas en los planos. Si el diseño estructural es sensible a la rigidez de los pilotes, los planos deberían indicar tanto el diámetro de diseño como el máximo diámetro aceptable para los pilotes perforados.

10.8.3 Resistencia en el Estado Límite de Resistencia 10.8.3.1 Requisitos Generales

Se deberá aplicar el estado límite de resistencia del

Artículo 10.7.3.1.


Rango de resultados

Línea de tendencia

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 120,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

1,4

1,6

1,8

2,0

Asentamiento de la baseDiámetro de la base

, %

Car

ga tr

ansf

erid

a de

pun

taC

arga

últi

ma

trans

ferid

a de

pun

ta


10.8.3.2 Pilotes Perforados Cargados Axialmente

Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.7.3.2 y

la Tabla 10.5.5-3 según corresponda.


10.8.3.3 Estimaciones Semiempíricas de la Resistencia de los Pilotes Perforados en Suelos Cohesivos

Se pueden utilizar métodos semiempíricos para estimar

la resistencia de los pilotes perforados en suelos cohesivos. Los pilotes perforados en suelos cohesivos se deberían diseñar mediante métodos basados en tensiones totales y efectivas para condiciones de carga no drenada y drenada, respectivamente.

Los pilotes perforados en suelos no cohesivos se deberían diseñar mediante métodos basados en tensiones efectivas para condiciones de carga drenada o mediante métodos empíricos en base a resultados de ensayos realizados in situ.

Los factores de resistencia para la resistencia lateral y de punta se deberán tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-3.

10.8.3.3.1 Determinación de la Resistencia Friccional Utilizando el Método

La resistencia friccional unitaria nominal, en MPa, de

los pilotes perforados en suelo cohesivo cargados bajo condiciones de carga no drenadas se puede tomar como:

s uq S (10.8.3.3.1-1)

donde: Su = resistencia al corte media en condición no drenada

(MPa)

= factor de adherencia (adimensional) Se deberá considerar que la siguiente porción de los

pilotes perforados, ilustrada en la Figura 1, no contribuye al desarrollo de resistencia por fricción superficial:

Como mínimo los 1500 mm superiores de cualquier pilote perforado;

En el caso de los pilotes rectos, una longitud inferior del pilote que se toma igual al diámetro del fuste;

La periferia de los extremos acampanados, si corresponde; y

C10.8.3.3.1 El método se basa en tensiones totales. El factor de adherencia es un factor empírico que se usa

para correlacionar los resultados de ensayos de carga a escala real con una propiedad material o característica de un suelo cohesivo. Generalmente el factor de adherencia se relaciona con Su y se obtiene a partir de los resultados de ensayos de carga a escala real realizados en pilotes hincados y pilotes perforados. El uso de este enfoque asume que el valor de Su medido es correcto y que todo el comportamiento del pilote relacionado con la construcción y la carga se puede agrupar en un único parámetro. Ninguna de estas hipótesis es correcta en sentido estricto, pero aún así el enfoque se utiliza en vista de su simplicidad.

Al estimar Qs se ignoran los 1500 mm superiores del pilote con el objetivo de tomar en cuenta los efectos de los cambios de humedad estacionales, las perturbaciones que se producen durante la etapa constructiva, las cargas laterales cíclicas y las bajas tensiones laterales del hormigón recién colocado. También se ignora una longitud igual a 1,0 diámetros a partir de la punta del pilote o la parte superior de la base ensanchada, ya que en el suelo próximo a estas regiones del pilote se desarrollan fisuras por tracción, con la consecuente reducción de la tensión y resistencia laterales.


Una distancia por encima del extremo acampanado que se toma igual al diámetro del fuste.

Los valores de para las porciones de los pilotes

perforados excavados en seco en pozos abiertos o encamisados deberán ser como se especifica en la Tabla 1.

Tabla 10.8.3.3.1-1 Valores de para determinar la resistencia lateral en suelo cohesivo (Reese y O'Neill 1988)

Su (MPa)

< 0,2 0,20 - 0,30 0,30 - 0,40 0,40 - 0,50 0,50 - 0,60 0,60 - 0,70 0,70 - 0,80 0,80 - 0,90

> 0,90

0,55 0,49 0,42 0,38 0,35 0,33 0,32 0,31

Tratar como roca

Las campanas o ensanchamientos construidos en arcilla

rígida fisurada con frecuencia sufren un asentamiento suficiente para provocar la formación de una luz sobre la campana que eventualmente se llenará de suelo desmoronado. El desmoronamiento tenderá a aflojar el suelo inmediatamente encima de la campana y disminuirá la resistencia lateral a lo largo de la parte inferior del fuste.

Muchas veces para los pilotes hincados se considera que el valor de varía en función de Su. Para los pilotes perforados se recomienda utilizar valores de como se indica en la Tabla 1, determinados en base al análisis de resultados de ensayos de carga a escala real. Esta recomendación supone eliminar los 1500 mm superiores y la longitud igual a 1,0 diámetro de la longitud total del fuste al realizar el análisis de los resultados de los ensayos de carga. Los ensayos de carga se realizaron en suelos cohesivos no sensibles. Por lo tanto, si los pilotes se construyen en arcillas sensibles, los valores de pueden ser diferentes a los indicados en la Tabla 1. Se pueden utilizar otros valores de , siempre que dichos valores se basen en los resultados de ensayos de carga.

Puede ser necesario incrementar la profundidad de 1500 mm si el pilote se instala en arcilla expansiva, si se anticipa socavación a profundidades mayores que 1500 mm, si hay una deformación importante de la superficie del terreno provocada por las cargas laterales o si hay otras cargas a largo plazo o factores constructivos que así lo requieran.

Se ha detectado una reducción de la longitud efectiva del fuste que contribuye a la resistencia lateral, y esta reducción ha sido atribuida al alivio de la tensión horizontal en la región de la punta del pilote que se produce como consecuencia del desarrollo de tensiones radiales salientes en el talón durante la movilización de la resistencia de punta. La influencia de este efecto se puede extender entre 1,0 y 2,0 diámetros del fuste por encima de la punta. Debido a la falta de transferencia de carga en la punta del pilote, si L/D es mayor que 25,0 la efectividad de las bases ensanchadas será limitada.

Figura 10.8.3.3.1-1 - Explicación de las zonas de los pilotes perforados que no se consideran al calcular la resistencia friccional (Reese y O'Neill 1988)

10.8.3.3.2 Resistencia de Punta Para los pilotes perforados cargados axialmente en

suelo cohesivo, la resistencia de punta unitaria nominal, en MPa, se puede tomar como:

C10.8.3.3.2 Estas ecuaciones fueron propuestas por Reese y O'Neill

(1988). El valor límite de 4,0 MPa para qp y qpr no es un límite

1,0 diámetro inferiorno contribuye

1500 mm superioresno contribuyen

Periferia de la campanano contribuye

1,0 diámetro inferior del fuste no contribuye

Pilote acampanadoPilote recto


4,0p c uq N S (10.8.3.3.2-1)

para lo cual:

Nc = 6 1 0,2 / 9Z D (10.8.3.3.2-2)

donde: D = diámetro del pilote perforado (mm) Z = penetración del pilote perforado (mm) Su = resistencia al corte no drenada (MPa)

El valor de Su se deberá determinar a partir de los

resultados de ensayos in situ y/o en laboratorio de muestras no alteradas obtenidas en una profundidad de 2,0 diámetros por debajo de la punta del pilote. Si el suelo a 2,0 diámetros debajo de la punta tiene Su < 0,024 MPa, el valor de Nc se deberá reducir en un tercio.

Para los pilotes perforados en arcillas con Su > 0,096 MPa y D > 1900 mm y para los cuales no se evaluarán los asentamientos, el valor de qp se deberá reducir a qpr de la siguiente manera:

pr p rq q F (10.8.3.3.2-3)

para lo cual:

760 1,0

12,0 760rp

Fa D b

(10.8.3.3.2-4)

0,0071 0,0021 0,015p

ZaD

(10.8.3.3.2-5)

1,45 2,0 ub S (10.8.3.3.2-6)

con 0,5 b 1,5

donde: Dp = diámetro de la punta (mm)

teórico sino un límite basado en valores máximos medidos. Se puede utilizar un valor límite mayor siempre que se base en los resultados de un ensayo de carga.

No se recomienda utilizar la Ecuación 1 para estimar la resistencia de punta de los pilotes perforados de diámetro mayor que 1900 mm, ya que las deformaciones requeridas para movilizar plenamente el valor de Qp calculado por lo general serán mayores que las admisibles para estructuras viales. Por lo tanto, para el caso de pilotes de gran diámetro fundados sobre arcilla rígida a dura, el valor límite para la resistencia de punta se debería reducir de acuerdo con lo indicado en la Ecuación 3.

10.8.3.4 Estimación de la Resistencia de los Pilotes Perforados en Suelos No Cohesivos

10.8.3.4.1 Requisitos Generales La capacidad de carga nominal de los pilotes

C10.8.3.4.1 Aunque se han realizado numerosos ensayos de carga


perforados en suelos no cohesivos se deberá estimar utilizando métodos aplicables identificados en el presente documento o bien otros métodos aceptados regionalmente que satisfagan el Artículo 10.1. La capacidad de carga mayorada se debería determinar considerando cualquier experiencia previa disponible bajo condiciones sean similares.

in situ sobre pilotes perforados en arcilla, son muy pocos los ensayos que se han realizado sobre pilotes perforados en arena. La resistencia al corte de los suelos no cohesivos se puede caracterizar mediante un ángulo de fricción interna, f, o bien se puede relacionar empíricamente con el número de golpes del SPT, N. A continuación se presentan métodos para estimar la resistencia friccional y de punta. En todos los casos se deberá considerar la experiencia previa y aplicar el criterio profesional.

10.8.3.4.2 Resistencia Friccional La resistencia nominal de los pilotes perforados en

arena se puede determinar utilizando cualquiera de los cinco métodos especificados en la Tabla 1. Solamente se podrán utilizar valores más elevados si estos valores son verificados mediante ensayos de carga.

La resistencia lateral de los pilotes perforados en arena se puede estimar utilizando:

El ángulo de fricción, f, o

El número de golpes del SPT, N.

En la Tabla 1 se utiliza la siguiente simbología:

N = número de golpes del SPT no corregido (golpes/ 300 mm)

'v = tensión vertical efectiva (MPa)

f = ángulo de fricción interna de la arena (º)

K = factor de transferencia de carga (adimensional) Db = profundidad embebida del pilote perforado en el

estrato de arena portante (mm)

= coeficiente de transferencia de carga (adimensional) z = profundidad por debajo del terreno (mm)

El ángulo de fricción interna de las arenas se puede

relacionar con el número de golpes del SPT o con la resistencia a la penetración del cono. Si no hay datos específicos del predio disponibles, para el diseño preliminar se podrán utilizar los valores de la Tabla 2.

C10.8.3.4.2 Quiros y Reese (1977) y Reese y O'Neill (1988)

limitaron la resistencia lateral unitaria a 0,19 MPa, valor correspondiente al máximo valor medido históricamente. Touma y Reese (1974) limitaron la resistencia lateral unitaria a 0,24 MPa.

Reese y O'Neill (1988) propusieron un método para suelos no cementados que utiliza un enfoque que se diferencia en que considera que la resistencia lateral es independiente del ángulo de fricción interna del suelo o del número de golpes del SPT. De acuerdo con sus conclusiones, el ángulo de fricción tiende a un valor común debido a las elevadas deformaciones por corte que provoca en la arena el alivio de las tensiones durante la excavación.

Para el diseño final se deberían utilizar datos del suelo

específicos del predio en cuestión.


Tabla 10.8.3.4.2-1 Resumen de los procedimientos para estimar la resistencia lateral en arena, qs, MPa

REFERENCIA DESCRIPCIÓN

Touma y Reese (1974)

qs = K 'v tan f < 0,24 MPa

Para lo cual:

K = 0,7 para Db 7500 mm K = 0,6 para 7500 mm < Db 12.000 mm K = 0,5 para Db > 12.000 mm

Meyerhof (1976)

qs = 0,00096 N

Quiros y Reese (1977)

qs = 0,0025 N < 0,19 MPa

Reese y Wright (1977)

para N 53: qs = 0,0028 N para 53 < N 100: qs = 0,00021 (N – 53) + 0,15

Reese y O'Neill (1988)

qs = 'v 0,19 MPa para 0,25 1,2

Para lo cual:

= 1,5 – 7,7 × 10 3 z

Tabla 10.8.3.4.2-2 Ángulos de fricción interna de las arenas

CONSISTENCIA f N (SPT) qc (MPa)

Muy suelta < 30º 0 - 4 < 1,9

Suelta 30º -35º 4 - 10 1,9 - 3,8

Media 35º - 40º 10 - 30 3,8 - 11

Densa 40º - 45º 30 - 50 11 - 19

Muy densa > 45º > 50 > 19

10.8.3.4.3 Resistencia de Punta La resistencia de punta nominal se puede calcular

utilizando los procedimientos especificados en la Tabla 1, en la cual se aplica la siguiente simbología:

Ncorr = número de golpes del SPT corregido para

considerar la presión debida a la sobrecarga de suelo, 'v (golpes/ 300 mm)

= '

100,77 log 1,92 / v N

N = número de golpes del SPT no corregido (golpes/ 300

C10.8.3.4.3 Ensayos de carga realizados indican que se requieren

grandes asentamientos para movilizar la máxima resistencia de punta de los pilotes perforados en arena. Debido a que la mayoría de las estructuras no admiten grandes asentamientos, los procedimientos para calcular la resistencia de punta unitaria, qp, presentados en la Tabla 1 se basan en un movimiento descendente igual ya sea a 25 mm (Touma y Reese 1974; Quiros y Reese 1977) o 5 por ciento del diámetro de la base (Reese y Wright 1977; Reese y O'Neill 1988).

La expresión de Meyerhof (1976) para determinar la resistencia de punta se basa en suponer que la resistencia


mm) D = diámetro del pilote perforado (mm)

Dp = diámetro de la punta del pilote perforado (mm) Db = profundidad embebida del pilote perforado en el

estrato de arena portante (mm)

'v = tensión vertical efectiva (MPa) Para las bases que tienen un diámetro mayor que 1270

mm, qp se debería reducir de la siguiente manera:

1270pr p

p

q qD

(10.8.3.4.3-1)

de punta aumenta linealmente en función de la profundidad embebida hasta una profundidad límite igual a 10,0 diámetros del pilote; más allá de esta profundidad la resistencia de punta permanece constante.

Comparando los métodos de la Tabla 1 se observa que, dadas las mismas condiciones, con ellos se pueden obtener estimaciones muy variables de la capacidad. Desafortuna-damente, la información disponible en la actualidad sobre ensayos de carga in situ no es suficiente para determinar cuál de los métodos es más confiable y de aplicación más generalizada.

Debido a la escasez de datos obtenidos in situ, de momento no es posible determinar con precisión cuáles valores se deben utilizar para los factores de resistencia aplicables a los pilotes perforados en arenas y gravas. En consecuencia, el mejor procedimiento aparentemente consiste en estimar la resistencia usando todos los métodos aplicables y seleccionar la capacidad mayorada aplicando el criterio profesional y cualquier experiencia previa disponible correspondiente a condiciones similares.

Tabla 10.8.3.4.3-1 Resumen de los procedimientos para estimar la resistencia de punta, qp, de los pilotes perforados en arena, MPa

REFERENCIA DESCRIPCIÓN

Touma y Reese (1974)

Suelta qp (MPa) = 0,0

Medianamente densa - qp (MPa) = 1,5k

Muy densa qp ( MPa) = 3,8k

k = 1 para Dp < 500 mm k = 0,6 Dp para Dp 500 mm Aplicable solamente si Dp > 10D

Meyerhof (1976)

0,013(MPa) 0,13corr b

p corrp

N Dq N

D para arena

0,096 corrN para limos no plásticos

Reese y Wright (1977)

qp (MPa) = 0,064 N para N 60 qp (MPa) = 3,8 para N > 60

Reese y O'Neill (1988)

qp (MPa) = 0,057 N para N 75 qp (MPa) = 4,3 para N > 75

10.8.3.5 Resistencia Axial en Roca Al determinar la resistencia axial de los pilotes

perforados empotrados en roca se puede ignorar la resistencia lateral de los depósitos de suelo que yacen sobre la roca.

C10.8.3.5 Típicamente, la carga de compresión axial sobre un

pilote perforado empotrado en roca es tomada exclusivamente por la resistencia lateral hasta que el asentamiento total del pilote es del orden de los 10 mm. Al


Si la roca es degradable se deberá considerar el uso de procedimientos constructivos especiales, empotramientos de mayores dimensiones o empotramientos de menor resistencia.

Los factores de resistencia para los pilotes perforados empotrados en roca se deberán tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-3.

llegar a este desplazamiento se moviliza la resistencia lateral última, QSR, y se produce resbalamiento entre el hormigón y la roca. Como consecuencia de este resbalamiento, cualquier carga adicional es transferida a la punta, y se asume que la resistencia lateral se reduce a 0,0. Esta hipótesis es conservadora, ya que una porción de la resistencia lateral totalmente movilizada permanecerá aún después de la falla de la adherencia a lo largo de la interfaz pilote-empotramiento en roca (Reese y O'Neill 1988). Se pueden utilizar procedimientos alternativos para distribuir la carga sobre el empotramiento entre resistencia lateral y resistencia de punta, por ejemplo el método propuesto por Carter y Kulhawy (1988).

Cuando la capacidad de un empotramiento en roca se deriva de la resistencia lateral, los asentamientos dentro del empotramiento serán pequeños. Cuando la capacidad de un empotramiento en roca se deriva de la resistencia de punta, los asentamientos pueden llegar a ser importantes y se deberán verificar como parte integral del diseño.

El procedimiento de diseño presentado en el presenste Artículo asume que:

La roca está razonablemente sana,

La resistencia de la roca medida durante la investigación del predio no se deteriorará durante la construcción aún cuando se utilice agua u otros fluidos de perforación,

El fluido de perforación utilizado no formará una película lubricada en los laterales de la perforación para el empotramiento, y

El fondo de la perforación para el empotramiento se ha limpiado adecuadamente. Esto es particularmente importante si la capacidad del pilote perforado se basa en la resistencia de punta.

Los pasos del procedimiento de diseño son los

siguientes:

Paso 1 Estimar el asentamiento de la parte del pilote perforado

que está empotrada en roca. Este asentamiento tiene dos componentes:

(a) Acortamiento elástico del pilote perforado, e

(mm), que se puede tomar como:

i se

soc c

P Hp

A E (C10.8.3.5-1)


donde:

Hs = profundidad del empotramiento (mm)

iP = carga de trabajo en la parte superior del empotra-miento (N)

Asoc = área de la sección transversal del empotramiento

(mm2) Ec = módulo de elasticidad del hormigón en el empotra-

miento, considerando la rigidez de cualquier armadura que hubiera (MPa)

(b) Asentamiento de la base del pilote perforado, base

(mm), que se puede tomar como:

i pbase

s r

P ID E

(C10.8.3.5-2)

donde:

Ip = coeficiente de influencia obtenido de la Figura C1 (adimensional)

Ds = diámetro de la base del empotramiento en roca del

pilote perforado (mm) Er = módulo de elasticidad de la roca in situ, tomando en

cuenta las fisuras y su separación (MPa) El módulo de elasticidad de la roca in situ, Er, se puede

tomar como: Er = Ke Ei (C10.8.3.5-3)

donde: Ei = módulo de la roca intacta determinado ya sea

mediante ensayos o utilizando la Figura C2 (MPa) Ke = relación de modificación del módulo, relacionado

con el RQD, como se ilustra en la Figura C3 (adimensional)

Paso 2

Calcular e + base. Si la sumatoria es menor que 10 mm, calcular la capacidad de carga exclusivamente en base a la resistencia lateral (pasar al Paso 3). Si la sumatoria es mayor que 10 mm, calcular la capacidad de carga exclusivamente en base a la resistencia de la base (pasar al paso 4).


Paso 3

Determinar la resistencia lateral de los pilotes perforados empotrados en roca de la siguiente manera:

Si la resistencia a la compresión uniaxial de la roca es 1,9 MPa la resistencia lateral unitaria (qs) se puede tomar de acuerdo con Carter y Kulhawy (1988):

QR = Qn = s QSR qs = 0,15 qu (C10.8.3.5-4)

donde qu es la resistencia a la compresión uniaxial de la roca.

Si la resistencia a la compresión uniaxial de la roca o del hormigón del pilote perforado es mayor que 1,9 MPa, qs se puede tomar de acuerdo con Horvath y Kenney (1979):

0,21s uq q (C10.8.3.5-5)

donde qs y qu se expresan en MPa. Figura C10.8.3.5-1 Factor de influencia para el

asentamiento elástico en función de la relación de empotramiento y la relación de módulos (de acuerdo con Donald et al. 1980, según la presentación de Reese y O'Neill 1988)

Q

HsEcErDs10

501005000

10 1280 2 4 6 20

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

1,0

1,1

Relación de empotramiento H /Ds s

Fact

or d

e in

fluen

cia

par

a el

ase

ntam

ient

o I p


Figura C10.8.3.5-2 - Clasificación de las roca intactas

(de acuerdo con Deer 1968, y Peck 1976, según la presentación de Reese y O'Neill 1988)

Figura C10.8.3.5-3 - Relación de reducción del módulo

en función del RQD (de acuerdo con Bienawski 1984, según la presentación de Reese y O'Neill 1988)

Relaciónde módulos

1000

500

200

100

Resistenciade la roca(Deere)

Muy bajaBaja

MediaElevada

Muy elevadaYeso superior y medio (Hobbs)Grados

de yeso(Ward et.al.)

Yesoinferior(Hobbs)

lll

lll

lVV

GneisCaliza,Dolomita

Basalto y otrasrocas ígneas

Arenisca

Trias (Hobbs)

Keuper

AceroHormigón

MediaRígidaMuy rígida Arcilla

Dura

Deere

5000

1000

500

100

50

10

5

1

0,5

0,1

0.05

0,005

0.01

0,0010,1 0,5 1 5 10 50 100 5001000 5000

Resistencia a la compresión uniaxial (MPa)

Mód

ulo

de Y

oung

- M

Pa x

10

4Lutita negra

Lutita grisHendron et.al

Resultados de la presa DWORKSHAK; Deere et.al, 1967Resultados según Coon y Merritt, 1970

TUNEL ORANGE FISH - ENSAYOSDE TESADO VERTICAL, Oliver, 1977

ENSAYOS DE DRAKENSBERG

OTROS DATOS, 1978

Rel

ació

n de

redu

cció

n de

l mód

ulo

Ke

RQD (%)0 20 40 60 80 100

0,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

??

?

ENSAYOS DE ELANDSBERG

TUNEL ORANGE FISH - ENSAYOS DE TESADO HORIZONTAL


Paso 4 La resistencia mayorada de la base del empotramiento

en roca de un pilote perforado se puede determinar a partir de la resistencia a la compresión uniaxial utilizando cualquier conjunto de unidades consistente (Canadian Geotechnical Society 1985) de la siguiente manera:

QR = Qn = p Qp (C10.8.3.5-6)

qp, la resistencia unitaria de la base, se puede tomar como se especifica en el Artículo 10.7.3.5.

Alternativamente, la resistencia unitaria nominal de la base de los pilotes perforados empotrados en roca se puede determinar usando resultados de ensayos presiométricos (Canadian Geotechnical Society, 1985) de la siguiente manera:

1p b o vq K p p (C10.8.3.5-7)

donde: p1 = presión límite determinada a partir de ensayos

presiométricos promediados en una distancia igual a 2,0 diámetros por encima y por debajo de la base (MPa)

po = tensión horizontal total en reposo medida al nivel de

la base (MPa)

v = tensión vertical total al nivel de la base (MPa) Kb = coeficiente que depende de la relación entre el

diámetro y la profundidad del empotramiento en roca como se indica en la Tabla C1

= factor de resistencia especificado en la Tabla 10.5.5-

3.

Tabla C10.8.3.5-1 Valores para Kb

Hs/Ds 0 1 2 3 5 7

Kb 0,8 2,8 3,6 4,2 4,9 5,2

10.8.3.6 Ensayos de Carga Si se utilizan ensayos de carga, estos ensayos se deberán

realizar utilizando pilotes perforados construidos del mismo modo y de dimensiones y materiales idénticos a los programados para los pilotes perforados a construir.

La resistencia mayorada para la capacidad de

C10.8.3.6 Para un proyecto de importancia en el cual se han de

utilizar muchos pilotes perforados, puede resultar efectivo desde el punto de vista de los costos realizar un ensayo de carga a escala real para confirmar la respuesta del pilote ante las cargas.


compresión axial, la capacidad contra el levantamiento axial o la capacidad lateral se deberá tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-3.

Los ensayos de carga se deberían realizar siguiendo procedimientos establecidos por escrito y que hayan sido desarrollados a partir de normas aceptadas y modificados, según corresponda, para tomar en cuenta las condiciones particulares del predio.

Los ensayos de carga sobre pilotes perforados a escala real se realizan para obtener información referente a la capacidad de carga, la respuesta carga-desplazamiento y el comportamiento de los pilotes bajo cargas de diseño, y además permiten evaluar la validez de las hipótesis de diseño para un predio determinado.

Para ensayar los pilotes perforados se pueden modificar los procedimientos de ensayo de carga estándares para pilotes desarrollados por ASTM, especificados en el Artículo 10.7.3.6.

Se pueden llevar a cabo ensayos para compresión, levantamiento o carga lateral, o bien para cargas combinadas. Los ensayos de carga a escala real realizados in situ permiten obtener datos que incluyen los efectos de las condiciones particulares del suelo, la roca y el agua freática en el predio; las dimensiones del pilote perforado; y los procedimientos utilizados para construir el pilote.

Los resultados de los ensayos de carga a escala real pueden diferir aún cuando aparentemente las condiciones del predio sean similares. En consecuencia, es necesario ser muy cuidadoso al generalizar y extrapolar los resultados de los ensayos a otras ubicaciones.

10.8.3.7 Resistencia contra el Levantamiento

10.8.3.7.1 Requisitos Generales Se deberá considerar la resistencia contra el

levantamiento cuando sobre los pilotes perforados actúen cargas ascendentes. Si los pilotes perforados están sujetos a fuerzas de levantamiento, se deberían investigar tanto su resistencia al arrancamiento como su capacidad estructural y la resistencia de su conexión a los elementos que soporta.

10.8.3.7.2 Resistencia contra el Levantamiento de un Pilote Perforado Individual

La resistencia contra el levantamiento de un pilote

perforado individual de lados verticales se puede estimar de manera similar a la utilizada para determinar la resistencia lateral de los pilotes perforados en compresión, tal como se especifica en los Artículos 10.8.3.3 y 10.8.3.4.

Al determinar la resistencia contra el levantamiento de un pilote con base acampanada se puede despreciar la resistencia lateral por encima de la campana, y se puede asumir que la campana se comporta como un anclaje.

El factor de resistencia para la capacidad contra el levantamiento de los pilotes perforados se deberá tomar

C10.8.3.7.2 Los factores de resistencia para el levantamiento son

menores que los correspondientes a compresión axial. Esto se debe en parte a que los pilotes perforados traccionados descargan el suelo, reduciendo la tensión efectiva debida a la sobrecarga de suelo y por tanto la resistencia lateral contra el levantamiento del pilote, tal como se discutió en el Artículo 10.7.3.7.


como se especifica en la Tabla 10.5.5-3. La capacidad mayorada contra el levantamiento de un

pilote perforado con base acampanada en suelo cohesivo, QR, se puede determinar de la siguiente manera:

QR = Qn = Qsbell (10.8.3.7.2-1)

para lo cual:

sbell sbell uQ q A (10.8.3.7.2-2)

donde: qsbell = Nu Su (MPa) Au = 2 2 / 4pD D (mm2)

Nu = factor de adherencia contra el levantamiento

(adimensional) Dp = diámetro de la campana (mm) Db = profundidad embebida en el estrato de fundación

(mm) D = diámetro del fuste (mm) Su = resistencia al corte no drenada promediada en una

distancia igual a 2,0 diámetros de la campana (2Dp) por encima de la base (MPa)

= factor de resistencia especificado en la Tabla 10.5.5-

3 Si el suelo ubicado sobre el estrato de fundación es

expansivo, Su se deberá promediar sobre la menor profundidad entre 2,0Dp sobre el fondo de la base o la profundidad de penetración del pilote en el estrato de fundación.

Se puede asumir que el valor de Nu varía linealmente entre 0,0 para Db/Dp = 0,75 y 0,8 para Db/Dp = 0,25 (siendo Db la profundidad debajo del estrato de fundación). La parte superior del estrato de fundación se debería tomar en la base de la zona en la cual se producen cambios de humedad estacionales.

Figura C10.8.3.7.2-1 Levantamiento de un pilote perforado con base acampanada

La variación supuesta para Nu se basa en el trabajo de

Yazdanbod et al. (1987). Este método no incluye la contribución a la resistencia

contra el levantamiento debida a la succión del suelo y el peso del pilote.

10.8.3.7.3 Resistencia contra el Levantamiento de un Grupo de Pilotes Perforados

Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.7.3.7.3.

Los factores de resistencia para la resistencia contra el levantamiento de los grupos de pilotes perforados se

Db

Estrato de fundación

Suelo expansivo

Dp


deberán tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-3.

10.8.3.8 Cargas Laterales El diseño de los pilotes perforados cargados

lateralmente deberá tomar en cuenta los efectos de la interacción entre el pilote y el terreno, incluyendo el número de pilotes en el grupo.

Las cabezas de los pilotes perforados deberán estar fijadas al cabezal.

C10.8.3.8 El diseño de los pilotes perforados cargados

lateralmente en general es determinado por el criterio de movimiento lateral del Artículo 10.8.2 o por la falla estructural del pilote perforado, Artículo 10.8.4.

Ver el Artículo C10.7.3.8.

10.8.3.9 Capacidad de un Grupo de Pilotes Perforados

10.8.3.9.1 Requisitos Generales Se deberá considerar la posible reducción de la

resistencia debida al efecto de grupo.

C10.8.3.9.1 Cuando se perfora un orificio para un pilote a una

distancia menor que tres diámetros de un pilote existente se reducen las tensiones efectivas tanto contra los lados como contra la base del pilote existente. En consecuencia, las capacidades individuales de los pilotes perforados de un grupo tienden a ser menores o iguales que las correspondientes capacidades de los pilotes aislados.

10.8.3.9.2 Suelo Cohesivo Se deberán aplicar los requisitos del Artículo

10.7.3.10.2. El factor de resistencia para la capacidad de un grupo de

pilotes que se determina en base a un pilar o bloque de falla equivalente se deberá tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-3 y se deberá aplicar ya sea que el cabezal esté o no en contacto con el terreno.

Los factores de resistencia para la capacidad de un grupo de pilotes que se calcula como la sumatoria de las resistencias de los pilotes perforados individuales son iguales a los que se aplican para la capacidad de pilotes perforados aislados.

C10.8.3.9.2 La eficiencia de los grupos de pilotes perforados en

suelo cohesivo puede ser menor que la de los pilotes individuales debido a las zonas en las cuales se superponen las deformaciones por corte en el suelo que rodea a los pilotes.

10.8.3.9.3 Suelo No Cohesivo Independientemente del contacto del cabezal de los

pilotes con el terreno, la capacidad individual de cada pilote se deberá reducir aplicando un factor para pilotes aislados, el cual se deberá tomar como:

= 0,65 cuando la separación entre los centros de los

pilotes es igual a 2,5 diámetros

= 1,0 cuando la separación entre los centros de los pilotes es igual a 6,0 diámetros

C10.8.3.9.3 Debido a la superposición de las zonas de corte en el

suelo entre pilotes adyacentes y el aflojamiento del suelo durante la construcción, la capacidad de carga de un grupo de pilotes perforados en arena es menor que la sumatoria de las capacidades de los pilotes individuales. Los factores de reducción recomendados se basan en parte en consideraciones teóricas y en parte en resultados de ensayos de carga.


Para separaciones intermedias el valor de se puede determinar por interpolación lineal.

10.8.3.9.4 Grupos de Pilotes en Suelo Resistente sobre

Suelo Compresible más Débil Se deberán aplicar los requisitos del Artículo

10.7.3.10.4.

10.8.4 Diseño Estructural

10.8.4.1 Requisitos Generales El diseño estructural de los pilotes perforados se deberá

realizar de acuerdo con los requisitos de la Sección 5 correspondientes al diseño de hormigón armado.

10.8.4.2 Pandeo de los Pilotes Perforados Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.7.4.2


10.8.5 Detalles Específicos para Pilotes Perforados 10.8.5.1 Requisitos Generales

Todos los pilotes perforados se deberán dimensionar en

incrementos de profundidad de 150 mm y con un diámetro de fuste mínimo de 450 mm. Si el pilote ha de ser inspeccionado manualmente, el diámetro del pilote no debería ser menor que 750 mm. El diámetro de las columnas soportadas por los pilotes debería ser menor que el diámetro del pilote perforado.

C10.8.5.1 La mayoría de las herramientas de perforación y

entubados utilizados en los Estados Unidos se consiguen con diámetros en incrementos de 150 mm. Por lo tanto, a menos que algún requisito especial del proyecto obligue a utilizar pilotes de dimensiones no convencionales, resulta más económico dimensionar los diámetros de los pilotes perforados en incrementos de 150 mm.

Si el pilote y la columna tienen el mismo diámetro, es necesario reconocer que la tolerancia en la colocación de los pilotes es tal que probablemente resulte afectada la ubicación de la columna. El diámetro del pilote y la columna se deberían determinar en base a la tolerancia para la colocación del pilote, las secciones libres para la armadura de la columna y el pilote, y la factibilidad de colocar la armadura de la columna en el pilote. Una junta constructiva horizontal en el pilote a la altura donde termina la armadura de la columna hará que sea más sencillo colocar la armadura de la columna en el pilote. Esta tolerancia en la construcción de pilotes también se puede trasladar al lugar donde la columna se conecta con la superestructura, lo cual podría afectar la alineación de las columnas.

Se recomienda revisar el diseño de los pilotes junto con los profesionales de la industria de la perforación a fin de asegurar la factibilidad de la construcción antes de publicar el proyecto para su licitación.


10.8.5.2 Armadura Si el potencial de carga lateral es despreciable los pilotes

perforados se pueden armar exclusivamente para cargas axiales. Aquellas partes de los pilotes perforados que no tengan apoyo lateral se deberán diseñar como columnas de hormigón armado de acuerdo con el Artículo 5.7.4. El acero de las armaduras se deberá prolongar como mínimo 3000 mm por debajo del plano donde el suelo provee empotramiento.

Si se utiliza un entubado permanente de acero consistente en un tubo liso de más de 3,0 mm de espesor, este entubado se puede considerar portante. Se debe tomar en cuenta una tolerancia para la corrosión.

C10.8.5.2 Los pilotes construidos utilizando los procedimientos

de aceptación generalizada habitualmente no están sometidos a tensiones tales que se supere la tensión admisible del hormigón. Sin embargo, las excepciones incluyen:

Los pilotes empotrados en roca dura,

Los pilotes solicitados por cargas laterales,

Los pilotes sujetos a cargas de levantamiento debidas a suelos expansivos o a la aplicación directa de cargas de levantamiento, y

Los pilotes con campanas de hormigón simple.

Es importante respetar los requisitos sobre separación

de las armaduras y tamaño máximo de los agregados para asegurar que las mezclas de hormigón de alto asentamiento habitualmente utilizadas para pilotes perforados puedan fluir fácilmente entre las barras de acero durante las operaciones de colocación del hormigón. La separación libre entre las barras de la jaula de armadura debería ser como mínimo cinco veces el tamaño máximo de los agregados del hormigón del pilote.

La jaula de armadura se debería centrar en la perforación utilizando dispositivos de centrado. Todos los dispositivos de centrado para la armadura deberían tener un recubrimiento epoxi o ser no metálicos.

Se puede considerar que un pilote tiene apoyo lateral:

Debajo de la zona de licuefacción o cargas sísmicas,

Cuando está en roca, o

1500 mm por debajo de la superficie del terreno o la menor cota de socavación anticipada.

Apoyo lateral no significa empotramiento. El

empotramiento ocurrirá algo por debajo de esta ubicación y depende de la rigidez del suelo portante.

La jaula de armadura ensamblada debería ser menor que el diámetro del orificio perforado para asegurar que el hormigón pueda fluir libremente alrededor de la armadura a medida que se coloca el hormigón. Ver el Artículo 5.4.13 de la publicación AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications.


10.8.5.3 Armadura Transversal Se deberá diseñar armadura transversal para resistir las

cargas debidas al flujo del hormigón fresco desde el interior de la jaula hacia las paredes del orificio excavado. La armadura transversal puede consistir en estribos transversales o armadura helicoidal.

Los requisitos sismorresistentes serán de acuerdo con el Artículo 5.13.4.6.

10.8.5.4 Hormigón Al especificar el hormigón para los pilotes se deberá

considerar el tamaño máximo de los agregados, el asentamiento del hormigón, la colocación en seco o húmedo y la resistencia de diseño necesaria. El hormigón seleccionado debe ser capaz de ser colocado y compactado adecuadamente bajo las condiciones de construcción anticipadas. Se deberán especificar los detalles de armado de los pilotes. El tamaño máximo de los agregados deberá ser menor o igual que un quinto de la separación libre de la armadura del pilote.

10.8.5.5 Armadura hacia la Superestructura En la unión del pilote con la superestructura se deberá

proveer armadura suficiente para constituir una conexión adecuada. La longitud embebida de la armadura en el cabezal deberá satisfacer los requisitos para pilotes hormigonados in situ de la Sección 5.

10.8.5.6 Bases Ensanchadas Las bases ensanchadas se deberán diseñar asegurando

que el hormigón simple no esté solicitado por tensiones excesivas. La pendiente de los lados de la base ensanchada respecto de la vertical deberá ser menor o igual que 30º, y el diámetro inferior deberá ser menor o igual que tres veces el diámetro del fuste. El espesor del escalón inferior de la base ensanchada deberá ser mayor o igual que 150 mm.


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APÉNDICE

A10.1 INVESTIGACIÓN

La inestabilidad de taludes, la liquefacción, el asentamiento de los rellenos y la reducción del empuje lateral del suelo

son factores que muchas veces han contribuido significativamente a los daños sufridos por diferentes puentes durante un sismo. Estos factores de riesgo sísmico pueden representar consideraciones de diseño significativas si los picos de aceleración sísmica son mayores que 0,1g y deberían formar parte de una investigación específica del predio considerado si las condiciones del predio y los niveles de aceleración y conceptos de diseño asociados sugieren que estos riesgos pueden ser importantes. Debido a que la licuefacción ha contribuido a la falla de numerosos puentes, a continuación se describen más detalladamente métodos para evaluar el potencial de licuefacción de un predio.

Potencial de licuefacción Históricamente la licuefacción de los suelos de fundación granulares saturados ha

representado una importante causa de falla de los puentes. Por ejemplo, durante el terremoto de 1964 ocurrido en Alaska, 9 puentes colapsaron completamente y 26 sufrieron deformaciones severas o colapso parcial. Investigaciones realizadas indican que la licuefacción de los suelos de fundación jugó un papel importante en los daños sufridos por estos puentes, en los cuales la pérdida de apoyo de las fundaciones provocó grandes desplazamientos de las pilas y estribos. Ferritto y Forest (1977) compilaron un estudio de la licuefacción inducida por los movimientos sísmicos y su influencia sobre puentes y lo presentaron en un informe a la FHA (Federal Highway Administration). Martin (1979) presenta un breve resumen de las consideraciones sobre diseño sismorresistente para las fundaciones de puentes relacionadas con el potencial de licuefacción del sitio de emplazamiento. En base a las fallas documentadas en estos informes y a la literatura en general, resulta evidente que el diseño de las fundaciones de puentes en suelos con potencial de licuefacción plantea problemas de difícil resolución. Siempre que sea posible, el mejor enfoque para el diseño consiste en evitar las arenas profundas sueltas a medianamente densas para las cuales los riesgos de licuefacción son elevados. Cuando a escasa profundidad se encuentren suelos densos o más competentes, puede resultar conveniente desde el punto de vista económico implementar medidas de estabilización, por ejemplo una densificación. También se podría considerar el uso de pilotes verticales de acero dúctil para soportar las pilas de los puentes. Para los cálculos de la resistencia lateral se supondría que la zona superior con potencial de licuefacción proporciona apoyo nulo y sería necesario considerar el pandeo bajo carga axial. También sería necesario evaluar cuidadosamente la estabilidad global de los estribos, y podría ser preferible utilizar luces más largas y anclar los estribos lejos del relleno utilizado para los accesos de aproximación al puente.

Una filosofía de diseño adicional para los puentes ubicados en zonas con potencial de licuefacción sería la denominada

de "riesgo calculado," al menos para los puentes que se consideran menos esenciales para las comunicaciones en los momentos inmediatamente posteriores a un sismo. Puede que desde el punto de vista económico no se justifique diseñar algunos puentes para que sobrevivan a un gran movimiento sísmico en un ambiente de liquefacción sin sufrir daños significativos. Sin embargo, es posible optimizar el diseño de estos puentes de manera que el costo de reparar los potenciales daños sísmicos no supere el costo de las soluciones y construcciones adicionales necesarias para evitar estos daños. A continuación esbozamos los enfoques para determinar el potencial de licuefacción en un predio.

Una revisión reciente de las metodologías existentes (Seed 1979) identifica dos enfoques básicos para evaluar el

potencial de licuefacción de un depósito de arena saturada sujeta a movimientos sísmicos: 1. Métodos empíricos basados en observaciones in situ del comportamiento de depósitos de arena durante

movimientos sísmicos anteriores y correlaciones entre predios que no se han licuado y la Densidad Relativa obtenida mediante el número de golpes de ensayos SPT.

2. Métodos analíticos basados en la determinación en laboratorio de las características de resistencia a la licuefacción

de muestras no alteradas y el uso de análisis de respuesta dinámica del predio para determinar la magnitud de las tensiones de corte inducidas por los movimientos sísmicos.


Tanto los métodos empíricos como los métodos analíticos requieren definir el nivel de aceleración del terreno como prerrequisito para evaluar el potencial de licuefacción. A menudo este nivel se establece a partir de relaciones entre la magnitud del sismo, la distancia al epicentro y la aceleración pico.

Para las evaluaciones convencionales que utilizan un enfoque basado en "tensiones totales" los dos métodos son similares y difieren sólo en la manera en que se determina la resistencia a la licuefacción. En el enfoque basado en "tensiones totales" las resistencias a la licuefacción generalmente se expresan como la relación entre una tensión de corte cíclica uniforme o promedio, ( h)av, que actúa sobre las superficies horizontales de la arena y la tensión vertical efectiva inicial, 'o. Como primera aproximación, la relación de tensión cíclica que se desarrolla in situ debido a los movimientos sísmicos del terreno se pueden calcular mediante la siguiente ecuación (Seed e Idriss 1971):

max0,65h av od

o o

arg

(A10.1-1)

donde: amax = aceleración máxima o pico efectivo de la aceleración del terreno en la superficie (m/sec2)

o = presión total debida a la sobrecarga de suelo sobre el estrato de arena considerado (MPa)

'o = presión efectiva inicial debida a la sobrecarga de suelo sobre el estrato de arena considerado (MPa) rd = factor de reducción de la tensión que varía entre un valor igual a 1 en la superficie del terreno y 0,9 a una

profundidad de 9 m Métodos Empíricos Los valores de la relación de tensión cíclica definida por la Ecuación 1 de predios que se han

licuado y otros que no se han licuado se han correlacionado con parámetros tales como la densidad relativa en base a datos obtenidos de ensayos SPT (Seed et al. 1975; Castro 1975). En las Figuras 1 y 2 se ilustra la forma más reciente de este tipo de correlación (Seed). N1 es la resistencia a la penetración estándar medida de la arena corregida para una presión efectiva debida a la sobrecarga de suelo de 0,096 MPa usando la siguiente relación:

1 NN N C (A10.1-2)

donde: N = resistencia a la penetración medida (golpes / 300 mm) CN = factor de corrección, de la Figura 2

Por lo tanto, para un determinado predio y una determinada aceleración máxima en la superficie del terreno, la relación de tensión media que se desarrolla durante el sismo, ( h)av/ 'o, para la cual se puede anticipar que habrá licuefacción se expresa mediante las correlaciones empíricas ilustradas en la Figura 1. Las correlaciones para diferentes magnitudes reflejan la influencia de la duración del sismo sobre el potencial de licuefacción. El factor de seguridad contra la licuefacción se puede determinar comparando la relación de tensión requerida para provocar licuefacción con la relación inducida por el sismo de diseño. En el caso de puentes importantes, se sugiere utilizar un factor de seguridad de 1,5 para establecer un margen razonable de seguridad contra la licuefacción.


Figura A10.1-1 - Correlación entre el comportamiento de licuefacción in situ y la resistencia a la penetración

Figura A10.1-2 - Relación entre CN y la presión efectiva debida a la sobrecarga de suelo

En base a datos obtenidos in situ

Extrapolado a partir de resultados de ensayos en laboratorio a gran escala

Los puntos sombreados indican predios y condiciones de ensayo que evidenciaron licuefacción

0,1

0

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0 10 20 30 40 50

RESISTENCIA A LA PENETRACIÓN MODIFICADA, N (golpes /300 mm)

v

v

1

6,3

6,3

6,5

6,5

6,5

7,5

7,57,5

7,5

7,5

7,5

8,5

8,5

8,5

8,5

5,3

7,87,8

7,8

7,8

6,0

6,0

7,5

6,0

M=

7-1/

2M

=8-

1/4

M=

6

Los puntos sin sombreado indican predios donde no se produjo licuefacción

REL

ACIÓ

N D

E TE

NSI

ÓN

CÍC

LIC

A '

QU

E PR

OVO

CA

UN

A R

ELAC

IÓN

DE

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IÓN

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O D

E 10

0% C

ON

PO

TEN

CIA

L LI

MIT

ADO

DE

DEF

OR

MAC

IÓN

PO

R C

OR

TE P

ARA

'0,

1 M

pa

CN

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,60,50

0,45

0,40

0,35

0,30

0,25

0,20

0,15

0,10

0,05

0,00

Pres

ión

efec

tiva

debi

da a

la s

obre

carg

a de

sue

lo -

MPa


Recientemente Dezfulian y Prager (1978) describieron otra aplicación del enfoque empírico que incluye una correlación entre los ensayos CPT y los ensayos SPT, la cual permite utilizar las mediciones de ensayos CPT en arenas (expresadas como resistencia de punta qc) como una medida del potencial de licuefacción. Los ensayos CPT tienen la ventaja de ser más económicos que los SPT y, debido a que permiten obtener un registro continuo de la resistencia a la penetración en función de la profundidad, permiten identificar más fácilmente las vetas de arena potencialmente licuables de poco espesor.

Aunque los ensayos de penetración tienen la clara ventaja de ser un procedimiento de evaluación de la licuefacción

orientado a su uso in situ, siempre hay que recordar que la correlación empírica de la cual se dispone fue establecida a partir de una base de datos muy limitada, restringida a ubicaciones en las cuales predominan los depósitos de arena fina limosa. La correlación puede desaparecer para el caso de limos arenosos y suelos gravosos (en los cuales los datos obtenidos del número de golpes son difíciles de interpretar) y para el caso de las arenas más gruesas en las cuales durante un sismo puede haber un drenaje parcial de las presiones intersticiales en exceso. Además, en las situaciones en las cuales las operaciones constructivas imponen tensiones adicionales, hay que tener gran cuidado al interpretar la correlación.

Métodos Analíticos El enfoque analítico para evaluar el potencial de licuefacción se basa en una comparación entre

las resistencias a la licuefacción establecidas a partir de ensayos cíclicos en laboratorio realizados sobre muestras no alteradas y las tensiones de corte inducidas por los movimientos sísmicos. En este enfoque hay que recordar que para desarrollar una curva de resistencia a la licuefacción a partir de resultados de ensayos en laboratorio es necesario ajustar los datos para tomar en cuenta factores tales como la correcta simulación de las tensiones cíclicas, la alteración de las muestras, los efectos del envejecimiento, el historial de tensiones cíclicas in situ y la magnitud de las tensiones laterales in situ. Estos ajustes requieren un considerable grado de criterio profesional. Además, en muchos casos es imposible obtener muestras de arena no alteradas.

Una vez establecida una curva de resistencia a la licuefacción, si se utiliza un análisis en base a tensiones totales, el

potencial de licuefacción se evalúa por comparación con estimaciones de las tensiones de corte inducidas por los movimientos sísmicos como se ilustra en la Figura 3.

Los niveles de tensión de corte inducidos por los movimientos sísmicos se pueden establecer a partir de un

procedimiento simplificado (Seed e Idriss 1971) o mediante evaluaciones más sofisticadas usando software de respuesta dinámica "lineal equivalente" unidimensional tales como el programa SHAKE. Los niveles medios de tensión se establecen usando el concepto de número de ciclos equivalente (aproximadamente 10 para sismos M7 y 30 para sismos M8,5). Más recientemente se han desarrollado programas no lineales para el cálculo de las respuestas.

Se obtiene una mejor representación del desarrollo progresivo de la licuefacción si se utiliza un enfoque basado en

tensiones efectivas (Finn et al. 1978, 1977; Martin y Seed 1979), en el cual se acoplan los aumentos de la presión del agua intersticial con soluciones de respuesta dinámica no lineal y se considera la influencia de la potencial disipación de la presión del agua intersticial durante un sismo. Este enfoque permite obtener datos sobre el historial de los aumentos de la presión del agua de los poros durante un sismo, tal como se ilustra en la Figura 4.

Es interesante observar que se puede obtener una estimación gruesa del potencial de licuefacción utilizando las

correlaciones empíricas establecidas entre la magnitud del sismo y la distancia epicéntrica a las manifestaciones de licuefacción más alejadas. Esta relación fue descripta por Youd y Perkins (1977) (Figura 5) y se ha utilizado como base para la preparación de mapas de susceptibilidad a las fallas del terreno inducidas por licuefacción.


Figura A10.1-3 - Principios del enfoque analítico (tensiones totales) para evaluar el potencial de licuefacción

Figura A10.1-4 - Enfoque de las tensiones efectivas para evaluar la licuefacción, incluyendo el efecto de la permea-bilidad (Finn et al. 1977)

Tensión cíclica equivalentedesarrollada por el sismopara N ciclos (de un análisisde respuesta dinámica)

Rel

ació

n de

tens

ione

s

/' o

1 10 1000

0 , 1

0 , 2

0 , 3

0 , 4

0 , 5

Prof

undi

dad

Zona

de

licue

facc

ione

s(F

acto

r de

segu

ridad

< 1

)

Número de ciclos para provocar licuefacción

Tensión de corte cíclica uniforme equivalente

Tensión cíclica que provoca licuefacción en N ciclos (de ensayos en laboratorio)

Curva de resistencia a la licuefacción desarrollada a partir de datos de ensayos en laboratorio

Presión de poros (MPa)0 00,05 0,050,10 0,10

0

15

30

45

60

0

15

30

45

60

Tiem

po =

4 s

ec

Tens

ión

verti

cal

efec

tiva

inic

ial

1588

(a) k = 0 (b) k = 10 mm/sec

Prof

undi

dad

(met

ros)

Prof

undi

dad

(met

ros)

Tiem

po =

4 s

ec

Tens

ión

verti

cal

efec

tiva

inic

ial

Presión de poros (MPa)


Figura A10.1-5 - Máxima distancia hasta una ubicación donde se produce licuefacción significativa, en función de la magnitud del sismo

A10.2 DISEÑO DE LAS FUNDACIONES La práctica generalmente aceptada para el diseño sismorresistente de las fundaciones consiste en utilizar un enfoque

seudoestático, en el cual las cargas inducidas por los movimientos sísmicos en las fundaciones se determinan en base a las reacciones y momentos necesarios para el equilibrio estructural. Aunque también se aplican los enfoques de diseño tradicionales basados en la capacidad de carga (con factores de reducción de la capacidad adecuados si se desea contar con un margen de seguridad contra la "falla"), siempre se deben tener en cuenta ciertos factores asociados con la naturaleza dinámica de las cargas sísmicas.

Bajo cargas sísmicas muchos suelos pueden movilizar una resistencia mayor que la resistencia estática. Para los suelos

no cohesivos insaturados este aumento puede ser de alrededor de 10 por ciento, mientras que para los suelos cohesivos puede llegar a ser de hasta 50 por ciento. Sin embargo, para las arcillas saturadas más blandas y las arenas saturadas también se debe tener en cuenta el potencial de degradación de la resistencia y la rigidez bajo ciclos de carga repetitivos. Para los puentes ubicados en Zona Sísmica 2, el uso de las resistencias estáticas de los suelos para evaluar la capacidad última de la fundación lleva implícito una pequeña medida de seguridad y, en la mayoría de los casos, la degradación de la resistencia y la rigidez bajo cargas repetitivas no representará un problema debido a que las magnitudes de los eventos sísmicos no son tan significativas. Sin embargo, para los puentes ubicados en Zonas Sísmicas 3 y 4, al evaluar la capacidad última de las fundaciones para el diseño sismorresistente se debe prestar atención al potencial de degradación de la resistencia y la rigidez de los suelos.

Debido a que las cargas sísmicas son transitorias por naturaleza, una "falla" del suelo por un período de tiempo breve

durante un ciclo de carga puede no ser significativa. Las rotaciones o desplazamientos cíclicos asociados con la fluencia

1964 ALASKA

1906 SAN FRANCISCO

1964 NIIGATA1976 GUATEMALA

1954 FALLON-STILL WATER

Límite usado por Youd, 1978

Curva de distancia epicéntrica mediade Kuribayshi y Tatsouka, 1975

Distancia desde el origen hasta el efecto de licuefacción significativo más alejado, R, en km

9

8

7

6

5

41 10 100 1000

Mag

nitu

d de

l sis

mo,

M


del suelo pueden representar un problema potencialmente mayor, ya que podrían afectar los desplazamientos de la estructura o la distribución de los momentos flectores y esfuerzos de corte en las columnas y otros elementos.

Como las fundaciones afectan la distribución de los esfuerzos o momentos en una estructura y el cálculo del período de

vibración natural, frecuentemente para los sistemas de fundación se requieren factores de rigidez equivalente. En muchos casos se utilizan algunas de las diferentes soluciones analíticas disponibles para zapatas o pilotes en las cuales se asume que el suelo se comporta como un medio elástico. Para utilizar estas fórmulas se debe tener en cuenta que los módulos elásticos equivalentes de los suelos dependen de la amplitud de la deformación específica, y para cargas sísmicas elevadas los valores del módulo pueden ser significativamente menores que los aplicables para niveles de carga sísmica poco elevados. En la Figura 1 se ilustra la variación del módulo de corte en función de la amplitud de la deformación unitaria por corte para el caso de arenas.

Figura A10.2-1 - Variación del módulo de corte en función de la deformación unitaria por corte para arenas En base observaciones in situ y experimentales, cada vez está más difundida la idea de que los levantamientoa o

balanceos de las fundaciones bajo cargas sísmicas que provocan que la fundación se separe del subsuelo son aceptables siempre que se adopten precauciones de diseño adecuadas (Taylor y Williams 1979). Estudios experimentales realizados sugieren que la fluencia rotacional debajo de una fundación que se balancea puede constituir una forma útil de disipación de energía. Sin embargo, hay que tener cuidado de evitar las deformaciones verticales significativas que acompañan la posible fluencia del suelo durante los movimientos sísmicos y los movimientos excesivos de las pilas. Estas deformaciones podrían dificultar el diseño en relación con los desplazamientos relativos.

Pilotes Cargados Lateralmente La mayoría de las soluciones más populares para el cálculo de la rigidez lateral de los

pilotes verticales se basan en la hipótesis de comportamiento elástico y utilizan el concepto de viga en voladizo equivalente (Davisson y Gill 1960), el método de la viga sobre fundación elástica de Winkler (Matlock y Reese 1960) o soluciones de continuo elástico (Poulos 1971). Sin embargo, el uso de métodos que incorporan el comportamiento no lineal de la reacción de la subrasante que consideran la falla del suelo puede ser importante en el caso de pilotes en arcilla blanda y arena bajo cargas laterales significativas. Uno de estos procedimientos ha sido incluido en las recomendaciones del API (American Petroleum Institute) para el diseño de plataformas offshore. Para las arenas y arcillas el método utiliza reacciones no lineales de la subrasante o curvas P-Y desarrolladas experimentalmente a partir de ensayos de carga realizados in situ.

1,00

0,75

0,50

0,25

010 -4 10 -3 10 10 -1 1

Rango típicode datos

Deformación unitaria por corte

Rel

ació

n de

mód

ulos

G/G

max

-2


En la Figura 2 se ilustran las características generales del análisis del API para el caso de arenas. Bajo grandes cargas,

cerca de la cabeza del pilote se desarrolla una zona de falla pasiva. Datos obtenidos de ensayos indican que la resistencia última, pu, para carga lateral se alcanza cuando las flechas del pilote, yu, son de aproximadamente 3d/80, siendo d el diámetro del pilote. Observar que la mayor parte de la resistencia lateral se moviliza en una profundidad de alrededor de 5d. El método del API también reconoce la degradación de la resistencia lateral con las cargas cíclicas, aunque en el caso de las arenas saturadas la degradación postulada no refleja aumentos de la presión del agua en los poros. Finn y Martin (1979) describieron la degradación de la resistencia lateral provocada por incrementos de la presión del agua intersticial inducidos por los movimientos sísmicos en el caso de arenas saturadas. El programa BMCOL 76 descrito por Bogard y Matlock (1977) se basa en un método numérico que permite utilizar las curvas P-Y del API para calcular las características de rigidez de los pilotes.

Figura A10.2-2 - Pilotes en arena cargados lateralmente, criterios del API La influencia del efecto de grupo sobre la rigidez de los pilotes es un tema bastante controversial. Las soluciones que se

basan en la teoría de la elasticidad pueden llevar a resultados equivocados cuando ocurre fluencia cerca de la cabeza del pilotes. La evidencia experimental tiende a sugerir que el efecto de grupo no es significativo si las separaciones son mayores que 4d a 6d.

En el caso de los sistemas con pilotes inclinados, el cálculo de la rigidez lateral de los pilotes se complica por la rigidez

de los pilotes en compresión y tracción axial. También es importante reconocer que las deformaciones por flexión en los grupos de pilotes inclinados pueden generar fuerzas de reacción importantes sobre el cabezal.

Se debe observar que aunque desde el punto de vista económico los pilotes inclinados son una solución atractiva para

resistir las cargas horizontales, estos pilotes son muy rígidos en la dirección lateral si están dispuestos de modo que sólo se induzcan cargas axiales. En consecuencia, durante la respuesta sísmica real pueden ocurrir grandes desplazamientos laterales relativos del suelo más flexible que rodea a los pilotes (particularmente si a lo largo de la longitud de los pilotes la rigidez del suelo varía significativamente) y estos desplazamientos relativos pueden a su vez inducir grandes momentos

CARGA LATERALFLECHA MOMENTO FLECTOR

ZONAPASIVA

MOVILIZADA

CARGAESTÁTICA

CARGA CÍCLICALENTA

DEGRADACIÓN DEBIDA A LA REORIENTACIÓNESTRUCTURAL EN LA ZONA PASIVA LUEGO DE ALGUNOS CICLOS - FUNCIÓN DE LA PROFUNDIDAD HASTA 4D

(ESTATICA)

CÍCLICA LENTA - PROFUNDIDAD = 2D

S S

K10

100

200

300

K << K1 K

> Y

< Y k

P(ESTATICA)

uP

Y Y Y Y

P

P

P

Pk

k

D/60 3D/80

u

u

m

m u

uu


flectores en los pilotes. Por este motivo, se recomienda utilizar sistemas de pilotes verticales más flexibles, en los cuales la carga lateral es resistida por flexión cerca de las cabezas de los pilotes. Sin embargo, este tipo de sistema de pilotes se debe diseñar de manera que sea dúctil, ya que es posible que se requieran grandes desplazamientos laterales para resistir la carga lateral. Con un diseño que llegue a un compromiso entre el uso de pilotes inclinados con una separación más grande se puede obtener un sistema que tenga los beneficios de una flexibilidad limitada y la economía que representa soportar las cargas laterales como carga axial.

Interacción Suelo-Pilote - El uso de las características de rigidez para determinar los momentos flectores que las cargas

sísmicas inducen en los pilotes en base a un enfoque seudoestático asume que los momentos son inducidos exclusivamente por las cargas laterales que surgen de los efectos inerciales que actúan sobre la estructura del puente. Sin embargo, hay que recordar que se generan cargas inerciales por la interacción los pilotes y el terreno que se mueve libremente durante un sismo, y que los propios desplazamientos del terreno pueden afectar los momentos flectores. Esto se ilustra de manera idealizada en la Figura 3. Cerca de las cabezas de los pilotes los momentos flectores serán dominados por las cargas laterales debidas a la interacción que generan los efectos inerciales sobre la estructura del puente. A mayor profundidad (por ejemplo, a profundidades mayores que 10d), donde la rigidez del suelo aumenta progresivamente con respecto a la rigidez de los pilotes, el pilote estará obligado a deformarse de manera similar al terreno, y los momentos flectores del pilote se vuelven una función de las curvaturas inducidas por los desplazamientos libres del terreno.

Figura A10.2-3 - Mecanismo de interacción suelo-pilote durante la aplicación de carga sísmicas Para ilustrar la naturaleza de los desplazamientos libres del terreno consideremos la Figura 4, la cual representa un

perfil de suelo no cohesivo de 61 m de profundidad sometido al terremoto de El Centro. La respuesta libre del terreno se determinó usando un análisis de respuesta no lineal unidimensional. A partir de los perfiles de desplazamiento indicados para tiempos específicos es posible calcular las curvaturas y los momentos flectores del pilote si se asume que el pilote está obligado a desplazarse en fase con la respuesta libre del terreno.

MOMENTOS FLECTORESDOMINADOS POR LAS CARGASLATERALES DE INTERACCIÓN

MOMENTOS FLECTORESDOMINADOS POR LOS DESPLAZAMIENTOS

SÍSMICOS

TRANSICIÓN

DESPLAZAMIENTODEL PILOTE EN ELTIEMPO t

DESPLAZAMIENTOLIBRE DEL TERRENOEN EL TIEMPO t

MOMENTOS Y ESFUERZOSDE CORTE INERCIALESDE LA ESTRUCTURA

DESPLAZAMIENTOS RELATIVOSDEBIDOS A LA INTERACCIÓN

1

1y

p

y

p

2

2

F ( t )

M ( t )

HISTORIALES DE TIEMPODE LOS DESPLAZAMIENTOS

LIBRES DEL TERRENO


Figura A10.2-4 - Perfiles de desplazamiento sísmico típicos Es posible que se desarrollen grandes curvaturas en las interfases entre suelos blandos y rígidos y, obviamente, en estos

casos se debe enfatizar el uso de pilotes dúctiles flexibles. Margason (1979) sugiere que un sismo importante podría inducir curvaturas de hasta 2,36 × 10 5 mm 1, pero estas curvaturas no deberían representar un problema en el caso de pilotes de acero u hormigón pretensado bien diseñados.

Penzien (1970) describió estudios que incorporan el sistema de interacción suelo-estructura representado en la Figura 3

para un sistema de pilotaje para un puente en una arcilla blanda profunda. Matlock (1978) describió un sistema de interacción suelo-pilote-estructura similar (SPASM), aunque algo más simple que el utilizado por Penzien. De hecho, el modelo utilizado es una versión dinámica del programa BMCOL mencionado anteriormente.

A10.3 REQUISITOS ESPECIALES PARA LOS PILOTES

Las incertidumbres relacionadas con las características de respuesta tanto del terreno como del puente hacen que sea

deseable lograr sistemas de fundación con pilotes tolerantes. Se requiere tenacidad bajo curvaturas y cortes inducidos, y por lo tanto en las zonas de elevada peligrosidad sísmica se favorece el uso de pilotes tales como las secciones de acero en H y los pilotes hormigonados in situ con camisa de acero. El acero de las armaduras se debería prolongar hacia la zapata para vincular los elementos entre sí y facilitar la transferencia de carga de los pilotes a los cabezales.

La experiencia indica que en los pilotes de hormigón armado tienden a aparecer rótulas o fallas inmediatamente debajo

de la cabeza. Por lo tanto en esta área se debe reducir la separación de las armaduras para que el hormigón esté mejor confinado. Los pilotes prefabricados hincados se deberían construir con una considerable cuantía de acero de confinamiento en forma de zunchos para asegurar una buena resistencia al corte y garantizar que las curvaturas de fluencia impartidas por el suelo o la respuesta estructural sean toleradas. Obviamente es deseable asegurar que los pilotes no fallen por debajo del nivel del terreno y que se obligue a que la fluencia flexional de las columnas ocurra por encima del nivel del terreno. Los requisitos de diseño adicionales establecidos para los pilotes de puentes ubicados en Zonas Sísmicas 3 y 4, para los cuales las cargas sísmicas son más severas, reflejan una filosofía de diseño que apunta a minimizar los daños debajo del nivel del terreno, ya que no es fácil realizar inspecciones debajo del nivel del terreno luego de un sismo importante.

0182 mm 396 mm36 mm

t = 1,4 sec1

t = 1,9 sec2

t = 2,8 sec3

DESPLAZAMIENTO

PRO

FUN

DID

AD0 0


REFERENCIAS

American Petroleum Institute. 1979. Recommended Practice for Planning, Designing and Constructing Fixed Offshore Platforms. RP2A. Bogard, D., y H. Matlock. 1977. "A Computer Program for the Analysis of Beam Columns Under Static Axial and Lateral Loads." En Proc., 1977 Offshore Technology Conference. Castro, G. 1975. "Liquefaction and Cyclic Mobility of Saturated Sands." Journal of the Geotechnical Engineering Division, American Society of Civil Engineers, New York, NY, Vol. 101, No. GT6. Davisson, M. T., y H. L. Gill. 1960. "Laterally Loaded Piles in a Layered Soil System." Journal of the Soil Mechanics and Foundations Division, American Society of Civil Engineers, New York, NY, Vol. 89, No. SM5. Dezfulian, H., y S. R. Prager. 1978. "Use of Penetration Data for Evaluation of Liquefaction Potential." En Proc. of the 2nd International Conference on Microzonation. Ferritto, J. M., y J. B. Forest. 1977. Determination of Seismically Induced Soil Liquefaction Potential at Proposed Bridge Sites. Offices of Research and Development, Federal Highway Administration, U.S. Department of Transportation, Washington, DC. Finn, W. D. L., K. W. Lee, y G. R. Martin. 1977. "An Effective Stress Model for Liquefaction." Journal of the Geotechnical Engineering Division, American Society of Civil Engineers, New York, NY, Vol. 102, No. GT6. Finn, W. D. L., y G. R. Martin. 1979. "Seismic Design of Pile Supported Platforms in Sand." Trabajo presentado en el Symposium on Soil Dynamics in the Marine Environment, American Society of Civil Engineering Spring Convention, Boston, MA. Finn, W. D. L., G. R. Martin, y M. K. W. Lee. 1978. "Comparison of Dynamic Analyses for Saturated Sands." En Proc., ASCE Earthquake Engineering and Soil Dynamics Conference American Society of Civil Engineers, New York, NY. Margason, E. 1979. "Earthquake Effects on Embedded Pile Foundations." Seminar on Current Practices in Pile Design and Installation, Associated Pile and Fitting Corporation, San Francisco, CA. Martin, G. R. 1979. "Seismic Design Considerations for Bridge Foundations and Site Liquefaction Potential." En Proc. Workshop on Seismic Problems Related to Bridges. Applied Technology Council, Berkeley, CA. Martin, P. P., y H. B. Seed. 1979. "Simplified Procedure for Effective Stress Analysis of Ground Response." Journal of the Geotechnical Engineering Division, American Society of Civil Engineers, New York, NY, Vol. 105, No. GT6, pp. 739-958. Matlock, H., S. H. C. Fook, y L. Cheang. 1978. "Simulation of Lateral Pile Behavior Under Earthquake Loading." En Proc. ASCE Earthquake Engineering and Soil Dynamics Conference, American Society of Civil Engineers, New York, NY. Matlock, H., y L. C. Reese. 1960. "Generalized Solutions for Laterally Loaded Piles." Journal of the Soil Mechanics and Foundation Division, American Society of Civil Engineers, New York, NY, Vol. 89, No. SM5. Penzien, J. 1970. "Soil-Pile Foundation Interaction." En Earthquake Engineering. R. L. Wiegel, ed. Prentice Hall, Inc. Poulos, H. G. 1971. "Behavior of Laterally Loaded Piles I – Single Piles." Journal of the Soil Mechanics and Foundations Division, American Society of Civil Engineers, New York, NY, Vol. 97, No. SM5.


Seed, H. B. 1979. "Soil Liquefaction and Cyclic Mobility Evaluation for Level Ground During Earthquakes." Journal of the Geotechnical Engineering Division, American Society of Civil Engineers, New York, NY, Vol. 105, No. GT2. Seed, H. B., I. Arango, y C. K. Chan. 1975. Evaluation of Soil Liquefaction Potential During Earthquakes. Report No. EERC 75-28. Earthquake Engineering Research Center, University of California, Berkeley, CA. Seed, H. B., e I. M. Idriss. 1971. "A Simplified Procedure for Evaluating Soil Liquefaction Potential." Journal of the Soil Mechanics and Foundations Division, American Society of Civil Engineers, New York, NY, Vol. 97, No. SM9. Taylor, P. W., y R. L. Williams. 1979. "Foundations for Capacity Designed Structures." Bulletin of the New Zealand National Society for Earthquake Engineering, Vol. 12, No. 2. Youd, T. L., y D. M. Perkins. 1977. "Mapping Liquefaction-Induced Ground Failure Potential." Journal of the Geotechnical Engineering Division, American Society of Civil Engineers, New York, NY, Vol. 102, No. GT6.

9-i

SECCIÓN 9 (SI) - TABLEROS Y SISTEMAS DE TABLERO


9.2 DEFINICIONES ....................................................................................................................................... 9-1

9.3 SIMBOLOGÍA.......................................................................................................................................... 9-4

9.4 REQUISITOS GENERALES DE DISEÑO ............................................................................................. 9-5

9.4.1 Acción en las Interfases .................................................................................................................. 9-5

9.4.2 Drenaje de los Tableros .................................................................................................................. 9-5

9.4.3 Accesorios de Hormigón................................................................................................................. 9-6

9.4.4 Apoyo de los Bordes ....................................................................................................................... 9-6

9.4.5 Encofrados Perdidos en los Vuelos del Tablero.............................................................................. 9-6

9.5 ESTADOS LIMITE .................................................................................................................................. 9-6

9.5.1 Requisitos Generales....................................................................................................................... 9-6

9.5.2 Estados Límites de Servicio ............................................................................................................ 9-6

9.5.3 Estados Límites de Fatiga y Fractura .............................................................................................. 9-7

9.5.4 Estados Límites de Resistencia ....................................................................................................... 9-7

9.5.5 Estados Límites Correspondientes a Eventos Extremos ................................................................. 9-7

9.6 ANÁLISIS................................................................................................................................................. 9-8

9.6.1 Métodos de Análisis........................................................................................................................ 9-8

9.6.2 Cargas ............................................................................................................................................. 9-8

9.6 ANÁLISIS................................................................................................................................................. 9-8

9.6.1 Métodos de Análisis........................................................................................................................ 9-8

9.7 LOSAS DE TABLERO DE HORMIGÓN ............................................................................................... 9-8


9.7.1.1 Mínima Altura y Recubrimiento .............................................................................................. 9-8

9.7.1.2 Acción Compuesta ................................................................................................................... 9-8

9.7.1.3 Tableros Oblicuos .................................................................................................................... 9-9

9.7.1.4 Apoyo de los Bordes ................................................................................................................ 9-9

9.7.1.5 Diseño de Losas en Voladizo ................................................................................................... 9-9

9.7.2 Diseño Empírico ............................................................................................................................. 9-10

9.7.2.1 Requisitos Generales ................................................................................................................ 9-10

9.7.2.2 Aplicación ................................................................................................................................ 9-11

9.7.2.3 Longitud Efectiva..................................................................................................................... 9-11

9.7.2.4 Condiciones de Diseño............................................................................................................. 9-12

9.7.2.5 Armadura Requerida ................................................................................................................ 9-13

9-ii

9.7.2.6 Tableros con Encofrados Perdidos ........................................................................................... 9-14

9.7.3 Diseño Tradicional .......................................................................................................................... 9-14


9.7.3.2 Armadura de Distribución ........................................................................................................ 9-15

9.7.4 Encofrados Perdidos........................................................................................................................ 9-15


9.7.4.2 Encofrados de Acero ................................................................................................................ 9-16

9.7.4.3 Encofrados de Hormigón.......................................................................................................... 9-16

9.7.4.3.1 Altura................................................................................................................................ 9-16

9.7.4.3.2 Armadura.......................................................................................................................... 9-16

9.7.4.3.3 Fluencia Lenta y Contracción........................................................................................... 9-17

9.7.4.3.4 Material de Apoyo para los Paneles ................................................................................. 9-17

9.7.5 Losas de Tablero Prefabricadas sobre Vigas................................................................................... 9-17


9.7.5.2 Tableros Prefabricados Unidos Transversalmente ................................................................... 9-17

9.7.5.3 Tableros Prefabricados Postesados Longitudinalmente ........................................................... 9-18

9.7.6 Losas de Tablero en Construcciones por Segmentos ...................................................................... 9-18


9.7.6.2 Uniones en el Tablero............................................................................................................... 9-18

9.8 TABLEROS METÁLICOS....................................................................................................................... 9-19

9.8.1 Requisitos Generales ....................................................................................................................... 9-19

9.8.2 Tableros de Emparrillado Metálico................................................................................................. 9-19


9.8.2.2 Pisos de Emparrillado Abierto ................................................................................................. 9-20

9.8.2.3 Tableros de Emparrillado con Vanos Llenos y Parcialmente Llenos....................................... 9-20

9.8.2.3.1 Requisitos Generales ........................................................................................................ 9-20

9.8.2.3.2 Requisitos de Diseño ........................................................................................................ 9-21

9.8.2.3.3 Estado Límite de Fatiga y Fractura .................................................................................. 9-22

9.8.2.4 Tableros de Emparrillado con Vanos No Llenos Compuestos

con Losas de Hormigón Armado ............................................................................................. 9-22

9.8.2.4.1 Requisitos Generales ........................................................................................................ 9-22

9.8.2.4.2 Diseño............................................................................................................................... 9-23

9.8.2.4.3 Estado Límite de Fatiga.................................................................................................... 9-23

9.8.3 Tableros Ortótropos de Acero .......................................................................................................... 9-24


9.8.3.2 Distribución de las Cargas de Rueda........................................................................................ 9-24

SECCIÓN 9 (SI) - TABLEROS Y SISTEMAS DE TABLERO 9-iii

1-iii

9.8.3.3 Superficie de Rodamiento ........................................................................................................ 9-24

9.8.3.4 Análisis Refinado ..................................................................................................................... 9-25

9.8.3.5 Análisis Aproximado................................................................................................................ 9-25

9.8.3.5.1 Ancho Efectivo................................................................................................................. 9-25

9.8.3.5.2 Tableros con Nervios Abiertos......................................................................................... 9-25

9.8.3.5.3 Tableros con Nervios Cerrados ........................................................................................ 9-26

9.8.3.6 Diseño ...................................................................................................................................... 9-26

9.8.3.6.1 Superposición de Efectos Locales y Globales.................................................................. 9-26

9.8.3.6.2 Estados Límites ................................................................................................................ 9-27

9.8.3.7 Detalles de Diseño.................................................................................................................... 9-27

9.8.3.7.1 Mínimo Espesor de la Placa ............................................................................................. 9-27

9.8.3.7.2 Nervios Cerrados.............................................................................................................. 9-27

9.8.3.7.3 Soldaduras No Autorizadas en los Tableros Ortótropos .................................................. 9-28

9.8.3.7.4 Detalles del Tablero y los Nervios ................................................................................... 9-28

9.8.4 Tableros Ortótropos de Aluminio..................................................................................................... 9-30


9.8.4.2 Análisis Aproximado................................................................................................................ 9-30

9.8.4.3 Estados Límites ........................................................................................................................ 9-30

9.8.5 Tableros de Metal Corrugado........................................................................................................... 9-31


9.8.5.2 Distribución de las Cargas de Rueda........................................................................................ 9-31

9.8.5.3 Acción Compuesta ................................................................................................................... 9-31

9.9 TABLEROS Y SISTEMAS DE TABLEROS DE MADERA.................................................................. 9-31

9.9.1 Campo de Aplicación...................................................................................................................... 9-31


9.9.3 Requisitos de Diseño....................................................................................................................... 9-32

9.9.3.1 Distribución de las Cargas........................................................................................................ 9-32

9.9.3.2 Diseño al Corte......................................................................................................................... 9-32

9.9.3.3 Deformación............................................................................................................................. 9-33

9.9.3.4 Expansión Térmica................................................................................................................... 9-33

9.9.3.5 Superficies de Rodamiento....................................................................................................... 9-33

9.9.3.6 Tableros Oblicuos .................................................................................................................... 9-33

9.9.4 Tableros de Madera Laminada y Encolada ..................................................................................... 9-33


9.9.4.2 Retenidas del Tablero............................................................................................................... 9-34

9.9.4.3 Tableros Interconectados.......................................................................................................... 9-34

9-iv

9.9.4.3.1 Paneles Paralelos al Tráfico.............................................................................................. 9-34

9.9.4.3.2 Paneles Perpendiculares al Tráfico................................................................................... 9-34

9.9.4.4 Tableros No Interconectados.................................................................................................... 9-35

9.9.5 Tableros de Madera Laminada y Tesada......................................................................................... 9-35


9.9.5.2 Uso de Clavos........................................................................................................................... 9-36

9.9.5.3 Uniones a Tope Alternadas ...................................................................................................... 9-36

9.9.5.4 Orificios en las Laminaciones .................................................................................................. 9-36


9.9.5.6 Tesado ...................................................................................................................................... 9-37

9.9.5.6.1 Sistema de Pretensado ...................................................................................................... 9-37

9.9.5.6.2 Materiales de Pretensado.................................................................................................. 9-39

9.9.5.6.3 Requisitos de Diseño ........................................................................................................ 9-39

9.9.5.6.4 Protección contra la Corrosión ......................................................................................... 9-40

9.9.5.6.5 Barandas ........................................................................................................................... 9-41

9.9.6 Tableros de Madera Laminada y Clavada....................................................................................... 9-41



9.9.6.3 Tableros Formados por Paneles................................................................................................ 9-42

9.9.7 Tableros Formados por Tablones.................................................................................................... 9-43



9.9.8 Superficies de Rodamiento sobre Tableros de Madera ................................................................... 9-43


9.9.8.2 Asfalto Mezclado en Planta...................................................................................................... 9-44

9.9.8.3 Sellado con Gravilla o "Chip Seal" .......................................................................................... 9-44

SECCIÓN 9 (SI)

TABLEROS Y SISTEMAS DE TABLEROS

9.1 CAMPO DE APLICACIÓN Esta sección contiene requisitos para el análisis y

diseño de tableros y sistemas de tableros de puentes de hormigón, metálicos y de madera, o de combinaciones de dichos materiales, sujetos a cargas gravitatorias.

Para los tableros de hormigón monolítico que satisfacen ciertas condiciones específicas, se permite un diseño empírico que no requiere análisis.

Siempre que sea técnicamente posible se requiere acción compuesta entre el tablero y los elementos que lo soportan.

C9.1 Esta sección implícitamente contiene una filosofía de

diseño según la cual se prefieren los tableros y sistemas de tableros continuos, sin juntas, con el objetivo de mejorar la resistencia a la intemperie y la corrosión del puente en su conjunto, reducir los esfuerzos que demanda la inspección y los costos de mantenimiento, y aumentar la efectividad y la redundancia de la estructura.

9.2 DEFINICIONES

Accesorios del Tablero Cordones, parapetos, barandas, barreras, divisorias y postes de iluminación y señalización unidos al tablero.

Acción de Arco Fenómeno estructural según el cual las cargas de rueda se transmiten fundamentalmente mediante bielas comprimidas que se forman en la losa. Faja (o Banda) Franja de tablero de madera laminada dentro de la cual no se repite el patrón de uniones a tope. Travesaño Separador entre un tablero metálico y una viga. Distribuidor de la Fuerza de Pretensado Elemento de acero que se fija al costado de los tableros de madera laminada y tesada para distribuir la fuerza de pretensado y reducir la tendencia al aplastamiento de la madera. Tablero Celular Tablero de hormigón cuya relación de vacíos es superior al 40 por ciento. Luz Libre Distancia entre las caras de los elementos de apoyo. Nervio Cerrado Nervio de un tablero ortótropo que consiste en una placa que forma una canaleta, soldada a la placa del tablero a lo largo de ambos lados del nervio. Junta de Cierre Relleno de hormigón colado in situ entre elementos prefabricados con el objetivo de proveer continuidad. Compatibilidad Igualdad de deformación en la interfase entre elementos y/o componentes unidos entre sí. Componente Elemento estructural o combinación de elementos estructurales que requiere consideraciones de diseño individuales. Acción Compuesta Condición en la cual se hace que dos o más elementos o componentes actúen de forma conjunta impidiendo el movimiento relativo en la interfase entre ambos. Continuidad En los tableros, tanto continuidad estructural como capacidad de impedir la penetración de agua sin la ayuda de elementos no estructurales.


Altura del Núcleo Distancia entre la parte superior de la armadura superior y la parte inferior de la armadura inferior de una losa de hormigón. Tablero Componente, con o sin superficie de rodamiento, que soporta las cargas de rueda en forma directa y es soportado por otros componentes. Junta del Tablero Interrupción total o parcial del tablero para permitir el movimiento relativo entre diferentes partes de una estructura. Sistema de Tablero Superestructura en la cual el tablero es integral con los componentes que lo soportan, o superestructura en la cual la deformación de los componentes de apoyo afecta significativamente el comportamiento del tablero. Tramo de Diseño Para los tableros, distancia entre los centros de elementos de apoyo adyacentes, considerada en la dirección principal. Longitud Efectiva Longitud de tramo utilizada para el diseño empírico de las losas de hormigón definido en el Artículo 9.7.2.3. Elástico/a Respuesta estructural en la cual la tensión es directamente proporcional a la deformación y no hay deformación residual luego de retirar las cargas. Equilibrio Estado en el cual la sumatoria de fuerzas paralela a cualquiera de los ejes y la sumatoria de los momentos respecto de cualquier eje espacial son iguales a 0,0. Faja Equivalente Elemento lineal artificial que se aísla de un tablero a los fines del análisis, en el cual las solicitaciones extremas calculadas para una línea de cargas de rueda, ya sea transversal o longitudinal, aproximarán las solicitaciones que realmente ocurren en el tablero. Extremo Máximo o mínimo. Continuidad Flexional Capacidad de transmitir momento y rotación entre diferentes elementos o dentro de un mismo elemento. Viga de Tablero Nombre tradicionalmente utilizado para designar las vigas transversales. Huella Área de contacto especificada entre una rueda y la superficie de la calzada. Acción de Pórtico Continuidad transversal entre el tablero y las almas de una sección transversal celular o entre el tablero y los componentes primarios en los puentes de grandes dimensiones. Panel de Tablero de Madera Laminada y Encolada Panel de tablero fabricado de laminaciones de madera unidas mediante adhesivos. Posición Determinante Ubicación y orientación de una carga transitoria que provoca las solicitaciones extremas. Inelástico/a Respuesta estructural en la cual la tensión no es directamente proporcional a la deformación y puede haber alguna deformación residual luego de retirar las cargas. Interfase Ubicación donde están en contacto dos elementos y/o componentes Acción Compuesta Interna Interacción entre un tablero y una sobrecapa estructural.

SECCIÓN 9 (SI) - TABLEROS Y SISTEMAS DE TABLERO 9-3

Placa Isótropa Placa que tiene propiedades estructurales esencialmente idénticas en ambas direcciones principales. Armadura Isótropa Dos capas idénticas de armadura, perpendiculares y en contacto entre sí. Lateral Cualquier dirección horizontal o próxima a la horizontal. Tablero de Madera Laminada Tablero compuesto por una serie de laminaciones de madera que están fuertemente unidas a tope a lo largo de sus bordes de manera de formar una superficie continua. Análisis Local Estudio en profundidad de las tensiones y deformaciones en o entre componentes utilizando las solicitaciones obtenidas de un análisis global. Profundidad Neta Profundidad del hormigón, excluyendo el hormigón colado en las canaletas de un encofrado de metal corrugado. Piso de Emparrillado Abierto Piso de emparrillado metálico que no tiene relleno ni cubierta de hormigón. Nervio Abierto Nervio de un tablero ortótropo que consiste en una sola placa o sección laminada soldada a la placa del tablero. Placa Ortótropa Placa que tiene propiedades estructurales significativamente diferentes en ambas direcciones principales. Sobrecapa de Relleno Hormigón que se coloca sobre la parte superior del emparrillado metálico de un sistema de tablero de emparrillado metálico con sus vanos llenos o parcialmente llenos. Acción Compuesta Parcial Condición en la cual se hace que dos o más elementos o componentes actúen de forma conjunta disminuyendo, pero no eliminando, el movimiento relativo en la interfase entre ambos, o cuando los elementos conectados son demasiado flexibles para desarrollar plenamente la acción compuesta del tablero. Dirección Primaria En los tableros isótropos, dirección más corta; en los tableros ortótropos, dirección de los elementos portantes principales. Dirección Secundaria Dirección normal a la dirección primaria. Construcción por Segmentos Método de construcción de puentes en el cual se utilizan segmentos de hormigón prefabricados u hormigonados in situ con uniones machimbradas y unidos entre sí mediante postesado longitudinal. Conector de Corte Dispositivo mecánico que impide los movimientos relativos tanto normales como paralelos a una interfase. Continuidad frente al Corte Condición en la cual se transmite corte y desplazamiento entre diferentes componentes o dentro de un mismo componente. Llave de Corte Vacío preformado en el lateral de un elemento prefabricado que se llena con mortero o sistema de depresiones y salientes que encastran las unas en las otras en la cara de los segmentos y cuya intención es proveer continuidad frente al corte entre los componentes. Ángulo de Oblicuidad Ángulo que forma el eje de un apoyo con una línea normal al eje longitudinal del puente, es decir, un ángulo de oblicuidad de 0º indica que se trata de un puente rectangular.


Separación Distancia entre los centros de los elementos o componentes, como por ejemplo distancia entre los centros de las barras de armadura, vigas, apoyos, etc. Encofrados Perdidos Encofrados permanentes metálicos o de hormigón prefabricado que permanecen en su lugar una vez terminada la construcción. Viga Rigidizadora Viga que se une a la parte inferior de un tablero de madera para mejorar su continuidad lateral. Rango de Tensiones Diferencia algebraica entre las tensiones extremas. Sobrecapa Estructural Sobrecapa adherida al tablero; consiste en hormigones no asfálticos. Tandem Dos ejes poco separados y de igual peso interconectados mecánicamente. Retenida Dispositivo mecánico que impide el movimiento relativo normal a una interfase. Vacío Discontinuidad interna del tablero que reduce su peso propio. Tablero Aligerado Tablero de hormigón en el cual el área de los vacíos no representa más del 40 por ciento del área bruta. Rueda Neumático o par de neumáticos en el extremo de un mismo eje. Carga de Rueda Un medio de la carga de eje de diseño especificada. Superficie de Rodamiento Sobrecapa o capa de desgaste que se coloca sobre el tablero estructural para protegerlo contra el desgaste, las sales y los efectos climáticos. La sobrecapa puede incluir impermeabilización. Línea de Fluencia Línea de rotulación plástica. Análisis por Líneas de Fluencia Método para determinar la capacidad de carga de un elemento en base a la formación de un mecanismo. Método de las Líneas de Fluencia Método de análisis para losas de hormigón en el cual se analizan varios patrones posibles de líneas de fluencia con el objetivo de determinar la mínima capacidad de carga. 9.3 SIMBOLOGÍA AB = área de apoyo efectiva del distribuidor de la fuerza de pretensado del anclaje (mm2) (9.9.5.6.3)

As = área de una barra o cable de acero (mm2) (9.9.5.6.3)

a = mayor de las separaciones entre las almas de los nervios (mm) (9.8.3.7.2)

c = profundidad del recorte inferior para acomodar un nervio en un tablero ortótropo (mm) (9.8.3.7.4)

d = profundidad efectiva; distancia entre la fibra extrema comprimida y el centro de gravedad de la armadura de tracción (mm) (C9.7.2.5)

e = separación libre entre nervios cerrados en un tablero ortótropo (mm) (9.8.3.7.4)

F = resistencia nominal al aplastamiento de la madera transversal el grano (MPa) (9.9.5.6.3)

fr = tensiones de flexión fuera del plano en las almas de los nervios (MPa) (C9.8.3.7.2)

h = altura del tablero (mm) (9.9.5.6.3)


h' = longitud de la porción inclinada del alma del nervio (mm) (9.8.3.7.2)

k = factor que representa una distribución del momento flector a lo largo de un nervio (C9.8.3.7.2)

L = longitud de tramo considerada entre centros de los apoyos (9.5.2)

PBU = resistencia a la compresión mayorada de la madera debajo del distribuidor de la fuerza de pretensado (N) (9.9.5.6.3)

Ppt = fuerza de pretensado por elemento de pretensado (N) (9.9.5.6.3)

q = intensidad de la carga (MPa) (C9.8.3.7.2)

Rsw = relación acero-madera (9.9.5.6.3)

S = longitud de tramo efectiva (9.7.3.2)

s = separación de las barras de pretensado (mm) (9.9.5.6.3)

t = espesor de la losa o placa (mm) (9.8.3.7.1)

td,ef = altura efectiva de la placa de tablero, incluyendo el efecto rigidizador del acabado superficial (mm) (9.8.3.7.2)

tr = espesor del alma del nervio (mm) (9.8.3.7.2)

= factor de resistencia (9.9.5.6.3)

9.4 REQUISITOS GENERALES DE DISEÑO 9.4.1 Acción en las Interfases

Excepto en el caso de los tableros de madera y los pisos

consistentes en emparrillados abiertos, los tableros se deberán hacer compuestos con los elementos que los soportan, a menos que existan razones de peso que indiquen lo contrario. Los tableros no compuestos deberán estar conectados a los elementos que los soportan de manera de evitar la separación vertical.

Los conectores de corte y demás conexiones entre un tablero, excepto los tableros de madera y pisos consistentes en emparrillados abiertos, y los elementos que lo soporta se deberán diseñar para solicitaciones calculadas considerando acción compuesta plena, ya sea que al dimensionar los elementos primarios se considere o no dicha acción compuesta. Los detalles que permitirán transmitir corte a través de la interfase a elementos de apoyo metálicos deberán satisfacer los requisitos aplicables del Artículo 6.6 o el Artículo 7.6.

Se deberán considerar las solicitaciones entre el tablero y los accesorios del tablero u otros componentes.

C9.4.1 Se recomienda utilizar acción compuesta para mejorar

la rigidez y economía de las estructuras. Históricamente algunos tableros sin conectores de corte

han demostrado cierto grado de acción compuesta debido a los efectos de la adherencia química y/o fricción, pero esta acción compuesta no puede ser considerada en el diseño.

Es difícil diseñar y detallar un dispositivo de retenida

que no atraiga esfuerzos de corte debido a las cargas transitorias, cambios de temperatura y variaciones del contenido de humedad. Estos esfuerzos pueden aflojar y/o romper estos dispositivos y provocar daños por fatiga en otras partes del sistema de piso y sus conexiones a los elementos principales, en particular a las vigas de tablero.

9.4.2 Drenaje de los Tableros Excepto en el caso de los tableros consistentes en

emparrillados metálicos no llenos, la superficie del tablero deberá tener pendientes transversales y longitudinales de acuerdo con lo especificado en el Artículo 2.6.6.

En el diseño de los tableros se deberán considerar los efectos estructurales de las aberturas para drenaje.


9.4.3 Accesorios de Hormigón

A menos que el Propietario especifique lo contrario, los

cordones, parapetos, barreras y divisorias de hormigón deberían ser estructuralmente continuos. La consideración de su contribución estructural al tablero se debería limitar de acuerdo con los requisitos del Artículo 9.5.1.

C9.4.3 La experiencia indica que interrumpir los accesorios de

hormigón en ubicaciones diferentes a las juntas del tablero no satisface el propósito de aliviar las tensiones. En los parapetos de hormigón se han observado grandes fisuras, a distancias de apenas un pie de las juntas abiertas. Por lo general, aunque no en todos los casos, la contribución estructural de estos elementos es beneficiosa. Un potencial aspecto negativo de la continuidad es el aumento de la fisuración en los accesorios.

9.4.4 Apoyo de los Bordes

A menos que el tablero se diseñe para soportar cargas

de rueda en posiciones extremas con respecto a sus bordes, se deberán proveer apoyos en los bordes. Las vigas de borde no integrales deberán satisfacer los requisitos del Artículo 9.7.1.4.

C9.4.4 Si los elementos de ferretería utilizados en las juntas

del tablero se integran con el tablero, éstos se pueden utilizar como un elemento estructural de la viga de borde.

9.4.5 Encofrados Perdidos en los Vuelos del Tablero En los vuelos de los tableros de hormigón no se

deberán utilizar encofrados perdidos, excepto en el caso de los tableros metálicos con vanos llenos.

9.5 ESTADOS LÍMITES 9.5.1 Requisitos Generales

La contribución estructural aportada al tablero por un

accesorio de hormigón se puede considerar para los estados límites de servicio y fatiga, pero no para los estados límites de resistencia o correspondientes a eventos extremos.

Excepto para los vuelos del tablero, si se satisfacen las condiciones especificadas en el Artículo 9.7.2 se puede asumir que el tablero de hormigón satisface los requisitos para los estados límites de servicio, fatiga, y fractura y resistencia, y no será necesario que satisfaga los demás requisitos del Artículo 9.5.

C9.5.1 Excluir la contribución de los accesorios de hormigón

en el estado límite de resistencia es una medida de seguridad, ya que no se utilizan los componentes que pudieran sido dañados, desconectados o destruidos por una colisión.

El Artículo 9.7.2.2 establece que el método de diseño empírico no es aplicable a los vuelos de los tableros.

9.5.2 Estados Límites de Servicio En los estados límites de servicio los tableros y

sistemas de tableros se deberán analizar como estructuras totalmente elásticas y se deberán diseñar y detallar de manera de satisfacer los requisitos de las Secciones 5, 6 ,7 y 8.

Para los tableros de emparrillado metálico y otros tableros livianos metálicos y de hormigón se deberán considerar los efectos de la deformación excesiva del

C9.5.2 Deformación del tablero se refiere a combadura local

bajo las cargas de rueda, no a la deformación global de la superestructura.


tablero, incluyendo las flechas. Para estos sistemas de tablero, la flecha provocada por la sobrecarga más el incremento por sobrecarga dinámica no deberá ser mayor que los siguientes valores:

L/800 en el caso de tableros sin tráfico peatonal,

L/1000 en el caso de tableros con tráfico peatonal limitado, y

L/1200 en el caso de tableros con tráfico peatonal significativo.

donde: L = longitud de tramo entre los centros de los apoyos

El principal objetivo de limitar las deformaciones excesivas del tablero es impedir la pérdida y desgaste de la superficie de rodamiento. No es posible especificar un límite general ya que este límite dependería de la composición de la capa de rodamiento y de la adherencia entre el tablero y dicha superficie. Los límites se deberían establecer en base a ensayos.

Se han realizado numerosos trabajos para estudiar la relación entre las aceleraciones y el confort de los usuarios. La aceleración es función de la frecuencia fundamental de vibración del tablero en un tramo particular, y de la magnitud de la deformación dinámica debida a la sobrecarga. Típicamente las deformaciones dinámicas son entre 15 y 20 por ciento de las deformaciones estáticas. Análisis realizados indican que para los sistemas de tablero, en lugar de los niveles de aceleración, se pueden utilizar las deformaciones estáticas.

9.5.3 Estado Límite de Fatiga y Fractura

No será necesario investigar la fatiga en los siguientes

casos:

Tableros de hormigón; y

Tableros de madera de acuerdo con lo listado en el Artículo 9.9.

Los tableros de emparrillado metálico, emparrillados

llenos, emparrillados parcialmente llenos y emparrillados no llenos compuestos con losas de hormigón armado deberán satisfacer los requisitos de los Artículos 4.6.2.1.8 y 6.5.3.

Los tableros de emparrillado de acero y los tableros de acero ortótropos deberán satisfacer los requisitos del Artículo 6.5.3. Los tableros de aluminio deberán satisfacer los requisitos del Artículo 7.6.

Los tableros de hormigón, salvo aquellos utilizados en aplicaciones multiviga, se deberán investigar para los estados límites de fatiga como se especifica en el Artículo 5.5.3.

C9.5.3 Los requisitos que establecen que no es necesario

investigar la fatiga en ciertos tipos de tableros se basan exclusivamente en comportamientos previos observados y en ensayos realizados en laboratorio.

Una serie de 35 ensayos de fatiga bajo carga pulsante realizados utilizando losas modelo indica que el límite de fatiga para las losas diseñadas de acuerdo con los métodos convencionales de AASHTO (basados en los momentos) es aproximadamente tres veces el nivel de servicio. Los tableros diseñados en base al método de la armadura isótropa especificado en el Artículo 9.7.2 tuvieron límites de fatiga iguales a aproximadamente dos veces el nivel de servicio (deV Batchelor et al. 1978).

9.5.4 Estados Límites de Resistencia En los estados límites de resistencia los tableros y

sistemas de tablero se pueden analizar ya sea como estructuras elásticas o como estructuras inelásticas, y se deberán diseñar y detallar de manera de satisfacer los requisitos de las Secciones 5, 6, 7 y 8

C9.5.4 Estas Especificaciones no permiten la aplicación

ilimitada de los métodos de análisis inelásticos, ya que las investigaciones sobre el tema aún no son suficientes. Sin embargo, existen análisis inelásticos para placas bien establecidos cuyo uso está permitido.

9.5.5 Estados Límites Correspondientes a Eventos

Extremos


Los tableros se deberán diseñar para las solicitaciones transmitidas por el tráfico y las barandas combinadas utilizando las cargas, procedimientos de análisis y estados límites especificados en la Sección 13. Para satisfacer este requisito se pueden utilizar ensayos de aceptación que satisfagan la Sección 13.

9.6 ANÁLISIS 9.6.1 Métodos de Análisis

Para los diferente estados límites estará permitido

utilizar los métodos de análisis elástico aproximados especificados en el Artículo 4.6.2.1, los métodos refinados especificados en el Artículo 4.6.3.2 o el método de diseño empírico para losas de hormigón especificado en el Artículo 9.7, de acuerdo con lo permitido por el Artículo 9.5.

C9.6.1 No se debe interpretar que los métodos analíticos aquí

presentados excluyen otros enfoques analíticos, siempre y cuando éstos hayan sido aprobados por el Propietario.

9.6.2 Cargas Las cargas, la posición de las cargas, el área de

contacto de los neumáticos y las combinaciones de cargas deberán ser como se especifica en los requisitos de la Sección 3.

9.7 LOSAS DE TABLERO DE HORMIGÓN 9.7.1 Requisitos Generales 9.7.1.1 Mínima Altura y Recubrimiento

A menos que el Propietario apruebe una altura menor,

la altura de un tablero de hormigón, excluyendo cualquier tolerancia para pulido, texturado o superficie sacrificable deberá ser mayor o igual que 175 mm.

El mínimo recubrimiento de hormigón deberá satisfacer

los requisitos del Artículo 5.12.3.

C9.7.1.1 En el caso de losas cuya altura es menor que 1/20 de la

longitud del tramo de diseño se debería considerar aplicar pretensado en la dirección del tramo a fin de controlar la fisuración.

Las tolerancias constructivas se deben considerar cuidadosamente en el caso de los tableros de poca altura.

Los requisitos de mínimo recubrimiento de hormigón se basan en mezclas de hormigón tradicionales y en la ausencia de recubrimientos protectores tanto sobre el hormigón como sobre el acero en su interior. Una combinación de mezclas especiales, recubrimientos protectores, clima seco o moderado, y la ausencia de productos químicos corrosivos puede justificar una reducción de estos requisitos, siempre que el Propietario así lo apruebe.

9.7.1.2 Acción Compuesta

Los conectores de corte se deberán diseñar de acuerdo

con los requisitos de la Sección 5 en el caso de vigas de hormigón y de acuerdo con los requisitos de las Secciones

C9.7.1.2 Se han realizado algunas investigaciones para estudiar

los casos de vigas de madera compuestas con tableros de hormigón y vigas de acero compuestas con tableros de


6 y 7 en el caso de vigas metálicas.

madera tesada, pero aún no hay datos suficientes para permitir su codificación.

9.7.1.3 Tableros Oblicuos

Si el ángulo de oblicuidad del tablero es menor o igual

que 25º la armadura principal se puede disponer en la dirección de la oblicuidad; caso contrario, esta armadura se deberá colocar de forma perpendicular a los elementos de apoyo principales.

C9.7.1.3 La intención de este requisito es evitar que el tablero se

fisure excesivamente, lo cual podría ocurrir como resultado de la ausencia de armadura suficiente actuando en la dirección de las tensiones principales de flexión si la armadura tiene un fuerte ángulo de inclinación, tal como se ilustra en la Figura C1. El límite algo arbitrario de 25º podría afectar el área de acero tanto como 10 por ciento. Esto no se tomó en cuenta ya que no se consideró que el procedimiento de análisis y el uso del momento flector como base para el diseño tenían una precisión suficiente como para ameritar este ajuste. Los Propietarios interesados en refinar el diseño de esta manera también deberían considerar uno de los métodos de análisis refinados identificados en el Artículo 4.6.3.2.

Figura C9.7.1.3-1 Disposición de la armadura

9.7.1.4 Apoyo de los Bordes A menos que se especifique lo contrario, en las líneas

de discontinuidad el borde del tablero deberá estar reforzado o soportado por una viga u otro elemento lineal. La viga u otro elemento deberá estar integrado o actuar de forma compuesta con el tablero. Las vigas de borde se pueden diseñar como vigas cuyo ancho se puede tomar como el ancho efectivo del tablero especificado en el Artículo 4.6.2.1.4.

Si la dirección principal del tablero es transversal, y/o si el tablero actúa de forma compuesta con una barrera de hormigón estructuralmente continua, no será necesario proveer la viga de borde adicional.

9.7.1.5 Diseño de Losas en Voladizo La porción del tablero en voladizo se deberá diseñar

para las cargas de impacto sobre las barandas de acuerdo con los requisitos del Artículo 3.6.1.3.4.

Se deberán investigar los efectos del punzonamiento debidos a las cargas de colisión de vehículos en la base

C9.7.1.5 En el Apéndice de la Sección 13 se presenta un método

aceptable para analizar los vuelos de los tableros para las cargas de impacto sobre las barandas.

Para evitar las fallas debidas al corte por punzonamiento se puede utilizar cualquier combinación de

Armaduralongitudinal

Angulo

deob

licuida

dArm

adura

oblicu

aEje del puente

Dirección de las

tensiones principales


exterior de los postes de barandas o barreras.

los siguientes métodos: aumentar de la altura de la losa, utilizar armadura especial que se extienda en un ancho de losa más allá de la baranda y utilizar placas base de mayor tamaño debajo de los postes de las barandas.

9.7.2 Diseño Empírico 9.7.2.1 Requisitos Generales

Los requisitos del Artículo 9.7.2 se refieren

exclusivamente al procedimiento de diseño empírico para losas de tablero de hormigón soportadas por componentes longitudinales, y no se deberán aplicar a ningún otro artículo de la presente sección a menos que esto se permita expresamente.

C9.7.2.1 Se han realizado numerosas investigaciones sobre el

comportamiento de las losas de tablero de hormigón y se ha descubierto que la acción estructural primaria mediante la cual estas losas resisten las cargas de rueda concentradas no es la flexión, como se creía tradicionalmente, sino un estado membranal de tensiones internas denominado acción de arco interna. Esta acción es posible gracias a la fisuración del hormigón en la región de momento positivo de la losa de diseño y el desplazamiento hacia arriba del eje neutro en dicha porción de la losa. La acción es sostenida por esfuerzos membranales en el plano que se desarrollan como resultado del confinamiento lateral provisto por la losa de hormigón circundante, los accesorios rígidos y los elementos de apoyo que actúan de forma compuesta con la losa.

La acción de arco crea lo que se podría describir como un domo de compresión interno, cuya falla en general ocurre como resultado de tensiones excesivas alrededor del perímetro de la huella de las ruedas. El modo de falla resultante es de corte por punzonamiento, aunque la inclinación de la superficie de fractura es mucho menor que 45º debido a la presencia de los grandes esfuerzos de compresión en el plano asociados con la acción de arco. Sin embargo, la acción de arco no puede resistir la totalidad de la carga de rueda. Resta una pequeña componente de flexión para la cual la mínima cantidad de armadura isótropa especificada es más que adecuada. El acero cumple una doble función: proporciona tanto resistencia local a la flexión como el confinamiento global necesario para desarrollar la acción de arco (Fang 1985; Holowka et al. 1980).

Todos los datos de ensayo disponibles indican que el factor de seguridad de un tablero diseñado mediante el método flexional especificado en la Edición No. 16 de las Especificaciones Estándares de AASHTO, diseño por tensiones de trabajo, es de al menos 10,0. Ensayos realizados indican un factor de seguridad comparable de aproximadamente 8,0 en el caso del diseño empírico. Por lo tanto, aún los diseños empíricos proveen una extraordinaria reserva de resistencia.

El diseño de tableros de hormigón armado utilizando el concepto de acción de arco interna dentro de los límites aquí especificados ha sido verificado exhaustivamente mediante análisis no lineales por elementos finitos (Hewitt


En las estructuras continuas las barras longitudinales de

la armadura isótropa pueden contribuir a resistir los momentos negativos en los apoyos internos.

y deV Batchelor 1975; Fang et al. 1990). Es aceptable utilizar este análisis en lugar de realizar un cálculo de diseño más específico como base para el diseño.

Las losas que contienen la mínima armadura especificada han demostrado una insensibilidad prácticamente total frente a los desplazamientos diferenciales entre sus apoyos.

No es necesario repetir en la dirección perpendicular la armadura longitudinal adicional que se dispone para la losa en las regiones de momento negativo de las vigas continuas y los puentes tipo viga en exceso a la requerida como armadura isótropa de acuerdo con los requisitos del Artículo 9.7.2.5. Teóricamente, esta parte del tablero estará armado de forma orótropa, pero esto no debilitará el tablero.

9.7.2.2 Aplicación

El diseño empírico para tableros de hormigón armado

se puede utilizar solamente si se satisfacen las condiciones establecidas en el Artículo 9.7.2.4.

Los requisitos del presente artículo no se deberán aplicar a los vuelos del tablero.

El vuelo del tablero se debería diseñar para:

Las cargas de rueda en el caso de tableros con barandas y barreras discontinuas usando el método de las fajas equivalentes,

La carga lineal equivalente en el caso de tableros con barreras continuas como se especifica en el Artículo 3.6.1.3.4, y

Las cargas de colisión (o impacto) utilizando un mecanismo de falla tal como se describe en el Artículo A13.2.

C9.7.2.2 Aunque ensayos recientes indican que es posible que

exista acción de arco en la porción de la losa de tablero en voladizo, la evidencia disponible es insuficiente para formular requisitos codificables para la misma (Hays et al. 1989).

Como se indica en el Artículo 9.5.5, para satisfacer los requisitos de diseño para los vuelos del tablero se pueden utilizar ensayos de aceptación realizados de acuerdo con la Sección 13

C9.7.2.3 Ensayos físicos e investigaciones analíticas realizadas

indican que el parámetro más importante relacionado con la resistencia de las losas de hormigón frente a las cargas de rueda es la relación entre la longitud efectiva de la losa y su altura.

9.7.2.3 Longitud Efectiva A los fines del método de diseño empírico, la longitud

efectiva de una losa se deberá considerar de la siguiente manera:

Para losas construidas en forma monolítica con muros o vigas: distancia entre cara y cara, y

Para losas apoyadas sobre vigas metálicas o de hormigón: distancia entre las puntas de las alas, más el vuelo de las alas, considerado como la distancia desde la punta del ala extrema hasta la cara del alma, despreciando los chaflanes.

Si los componentes de apoyo no están uniformemente


espaciados, la longitud efectiva, Sefectiva, se deberá tomar como la mayor de las longitudes del tablero en las dos ubicaciones ilustradas en la Figura 1.

Figura 9.7.2.3-1 Longitud efectiva para el caso devigas que no están uniformemente espaciadas

9.7.2.4 Condiciones de Diseño

Para los fines del presente artículo, la altura de diseño

de la losa deberá excluir la pérdida que se anticipa se producirá como resultado del pulido, texturado o desgaste.

El procedimiento de diseño empírico solamente se podrá utilizar si se satisfacen las siguientes condiciones:

En la totalidad de la sección transversal se utilizan marcos transversales o diafragmas en las líneas de apoyo;

En el caso de las secciones transversales que involucran unidades rígidas a la torsión, tales como las vigas cajón individuales separadas, se proveen diafragmas intermedios entre los cajones con una separación menor o igual que 8000 mm o bien se investiga la necesidad de disponer armadura suplementaria sobre las almas para acomodar la flexión transversal entre los cajones y, en caso de ser necesaria, se la provee;

Los componentes de apoyo son de hormigón y/o acero;

El tablero se hormigona totalmente in situ y se cura al agua;

La altura del tablero es uniforme, con la excepción de los acartelamientos en las alas de las vigas y otros aumentos de espesor localizados;

C9.7.2.4 En el caso de las secciones transversales que no son

rígidas a la torsión, como por ejemplo las vigas en forma de T o doble T, para poder utilizar el método de diseño empírico no es necesario que hayan marcos transversales intermedios.

El uso de vigas rígidas a la torsión separadas sin diafragmas intermedios puede provocar la situación ilustrada en la Figura C1, donde hay desplazamiento relativo entre las vigas y donde la rotación de las vigas no es suficiente para aliviar el momento sobre las almas. Este momento puede o no requerir más armadura que la calculada de acuerdo con el método de diseño empírico para tableros.

Figura C9.7.2.4-1 Representación esquemática del efecto de los desplazamientos relativos en una sección transversal rígida a la torsión

Todos los ensayos realizados hasta este momento se

han limitado a losas de altura uniforme. Las losas soportadas por vigas de madera no califican para el diseño

L2

L1L3

1

2C

C

C

L3

2

VIGA 1

efec

tiva

S

VIGA 2

LONGITUD EFECTIVAMAYOR DE LAS DOS

Areas que requierenconsideración especial


La relación entre la longitud efectiva y la altura de diseño es menor o igual que 18,0 y mayor o igual que 6,0;

La altura del núcleo de la losa es mayor o igual que 100 mm;

La longitud efectiva, de acuerdo con lo especificado en el Artículo 9.7.2.3, es menor o igual que 4100 mm;

La mínima altura de la losa es mayor o igual que 175 mm, excluyendo la superficie sacrificable cuando corresponda;

Más allá del eje de la viga exterior la losa tiene un vuelo (voladizo) como mínimo igual a 5,0 veces la altura de la losa; esta condición se satisface si el vuelo es como mínimo igual a 3,0 veces la altura de la losa y hay una barrera de hormigón estructural-mente continua actuando de forma compuesta con el vuelo;

La resistencia a la compresión especificada a 28 días del hormigón del tablero es mayor o igual que 28,0 MPa; y

El tablero trabaja de forma compuesta con los componentes estructurales sobre los cuales se apoya.

Para los propósitos del presente artículo, en la región de

momento negativo de las superestructuras continuas de acero se deberán proveer como mínimo dos conectores de corte con una separación entre centros de 600 mm. También se deberán satisfacer los requisitos del Artículo 6.10.1.1. En el caso de las vigas de hormigón, el uso de estribos que se extiendan hacia el interior del tablero se considerará suficiente para satisfacer este requisito.

empírico, ya que no hay evidencia experimental respecto a la adecuada transferencia de corte lateral entre la losa y las vigas de madera relativamente blanda.

No existe ninguna experiencia con longitudes efectivas mayores que 4100 mm. La altura de 175 mm se considera un mínimo absoluto, considerando 50 mm de recubrimiento en la parte superior y 25 mm de recubrimiento en la parte inferior, con lo cual se obtiene un núcleo armado de 100 mm de altura como se ilustra en la Figura C2.

Figura C9.7.2.4-1 Núcleo de una losa de hormigón Los requisitos del Ontario Highway Bridge Design

Code (1991), los cuales se basan en resultados de ensayos realizados sobre modelos, no permiten relaciones longitud-altura mayores que 15,0. El valor 18,0 se basa en experimentos más recientes (Hays et al. 1989).

La intención del requisito que exige el vuelo o voladizo es asegurar que la losa esté confinada entre la primera y la segunda viga.

El límite de 28,0 MPa se basa en el hecho de que ninguno de los ensayos se realizaron con hormigón de menos de 28,0 MPa a los 28 días. Muchas jurisdicciones especifican hormigón de 31,0 MPa para asegurar una permeabilidad reducida del tablero. Por otra parte, ensayos realizados indican que la resistencia no es sensible a la resistencia a la compresión, y por lo tanto se pueden aceptar hormigones de 24,0 MPa siempre que el Propietario así lo autorice.

9.7.2.5 Armadura Requerida En las losas diseñadas empíricamente se deberán

disponer cuatro capas de armadura isótropa. Se deberá ubicar armadura tan próxima a las superficies exteriores como lo permitan los requisitos de recubrimiento. Se deberá proveer armadura en cada cara de la losa, con las capas más externas ubicadas en la dirección de la longitud

C9.7.2.5 Ensayos realizados sobre prototipos indican que los

requisitos de resistencia se satisfacen con 0,2 por ciento de armadura en cada una de cuatro capas en base a la profundidad efectiva d. Sin embargo, se especifica el valor conservador de 0,3 por ciento del área bruta (que corresponde a aproximadamente 0,570 mm2/mm en una

Prof

undi

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de la

losa

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efectiva. La mínima cantidad de armadura será de 0,570 mm2/mm de acero para cada capa inferior y de 0,380 mm2/mm de acero para cada capa superior. La separación del acero deberá ser menor o igual que 450 mm. Las armaduras deberán ser de acero Grado 420 o superior. Toda la armadura deberá consistir en barras rectas, excepto que se podrán proveer ganchos donde sean requeridos.

Estará permitido utilizar tanto empalmes solapados como empalmes mecánicos. Los empalmes mecánicos deberán ser ensayados y aprobados para verificar que satisfagan los límites de resbalamiento del Artículo 5.11.5.2.2, Conexiones Mecánicas, y los requisitos de fatiga del Artículo 5.5.3.4, Empalmes Mecánicos o Soldados en las Armaduras. No estará permitido utilizar acoples tipo cuña con camisa en las armaduras revestidas.

Si el ángulo de oblicuidad es mayor que 25º, la

armadura especificada en ambas direcciones se deberá duplicar en las zonas de los extremos del tablero. Cada zona de un extremo se deberá considerar como una distancia longitudinal igual a la longitud efectiva de la losa especificada en el Artículo 9.7.2.3.

losa de 190 mm) para controlar mejor la fisuración en la región de momento positivo. Mediciones in situ indican tensiones muy bajas en el acero de momento negativo; esto se refleja mediante el requisito de 0,380 mm2/mm, que corresponde a aproximadamente 0,2 por ciento de armadura. Otra intención de esta baja cuantía de armadura es evitar el descantillado del tablero que podría provocar la corrosión de las barras o alambres.

No se permite utilizar empalmes soldados por consideraciones de fatiga. Se pueden permitir empalmes mecánicos ensayados y pre-aprobados cuando no sea posible o deseable solapar la armadura, como ocurre frecuentemente en el caso de construcciones por etapas y ensanchamientos. No se permite utilizar acoples tipo cuña con camisa en las armaduras revestidas debido a la posibilidad de que estos acoples dañen el revestimiento.

La intención de este requisito es controlar la fisuración. Los puentes de vigas y losa con una oblicuidad mayor que 25º han evidenciado una tendencia a desarrollar fisuras por torsión debido a las deformaciones diferenciales en la zona de los extremos (OHBDC 1991). La fisuración general-mente se limita a un ancho que se aproxima a la longitud efectiva.

9.7.2.6 Tableros con Encofrados Perdidos

Para los tableros fabricados con encofrados de metal

corrugado se deberá asumir que la profundidad de diseño de la losa es igual a la mínima profundidad de hormigón.

No estará permitido utilizar encofrados perdidos de

hormigón si se utiliza el método de diseño empírico para losas de hormigón.

C9.7.2.6 Se ignora el hormigón en las canaletas del tablero

metálico corrugado porque no hay evidencia que indique que éste contribuye de manera consistente a la resistencia del hormigón. Las armaduras no se deben apoyar directamente sobre un encofrado de metal corrugado.

El diseño empírico se basa en un confinamiento radial alrededor de la carga de rueda, el cual puede ser debilitado por la discontinuidad inherente de la armadura inferior en los bordes entre los paneles de encofrado. Algunos ensayos realizados en losas diseñadas a flexión con encofrados perdidos de hormigón indican un modo de falla por corte por punzonamiento, pero una resistencia algo menor que la proporcionada por las losas totalmente hormigonadas in situ. La causa de esta reducción es que la discontinuidad entre los paneles intercepta, y por lo tanto impide, la formación del tronco de cono donde ocurre corte por punzonamiento (Buth et al. 1992).

9.7.3 Diseño Tradicional


Los requisitos del presente artículo se deberán aplicar a

las losas de hormigón que tienen cuatro capas de armadura, dos en cada dirección, y que satisfacen el Artículo 9.7.1.1.

C9.7.3.1 El diseño tradicional se basa en la flexión. Las

solicitaciones en la losa debidas a la sobrecarga se pueden determinar utilizando los métodos aproximados del Artículo 4.6.2.1 o los métodos refinados del Artículo 4.6.3.2.


9.7.3.2 Armadura de Distribución

En la parte inferior de las losas se deberá disponer

armadura en la dirección secundaria; esta armadura se deberá calcular como un porcentaje de la armadura principal para momento positivo:

Si la armadura principal es paralela al tráfico:

1750 / 50S por ciento

Si la armadura principal es perpendicular al tráfico: 3840 / 67S por ciento

donde: S = longitud de tramo efectiva considerada igual a la

longitud efectiva especificada en el Artículo 9.7.2.3 (mm)

9.7.4 Encofrados Perdidos 9.7.4.1 Requisitos Generales

Los encofrados perdidos se deberán diseñar de manera

que permanezcan elásticos bajo las cargas constructivas. La carga constructiva no se deberá considerar menor que el peso del encofrado y la losa de hormigón más 2,4 × 10 3 MPa.

Las tensiones de flexión debidas a las cargas constructivas no mayoradas no deberán superar los siguientes valores:

75 por ciento de la tensión de fluencia del acero, o

65 por ciento de la resistencia a la compresión a 28 días en el caso de hormigón comprimido o el módulo de rotura en tracción en el caso de paneles de hormigón pretensado utilizados como encofrados.

La deformación elástica provocada por el peso propio

de los encofrados, el hormigón plástico y las armaduras no deberá superar los siguientes valores:

Para encofrados cuya longitud de tramo es menor o igual que 3000 mm, la longitud de tramo del encofrado dividida por 180, pero nunca mayor que 13 mm; o

C9.7.4.1 La intención de este artículo es evitar que durante la

construcción los encofrados sufran flechas excesivas, lo cual provocaría un aumento no anticipado del peso de la losa de hormigón.

Se especifican límites para las flechas a fin de asegurar que el recubrimiento sobre el acero de las armaduras sea adecuado y para tomar en cuenta la totalidad de la carga permanente en el diseño.


Para encofrados cuya longitud de tramo es mayor que 3000 mm, la longitud de tramo del encofrado dividida por 240, pero nunca mayor que 20 mm.

9.7.4.2 Encofrados de Acero

Se deberá especificar que los paneles se deben unir

mecánicamente en sus bordes comunes y sujetar a sus apoyos. A menos que la documentación técnica especifique lo contrario, no estará permitido soldar los encofrados metálicos a los componentes de apoyo.

Los encofrados de acero no se deberán considerar compuestos con una losa de hormigón.

C9.7.4.2 En el caso de los encofrados perdidos metálicos, una

práctica habitual común consiste en considerar una tolerancia para el peso del encofrado y el hormigón adicional, agregando a la documentación técnica un requisito que establece que si el Contratista decide superar esta tolerancia, el propio Contratista será responsable por demostrar que las solicitaciones sobre el resto del puente son aceptables o por proveer resistencia adicional si fuera necesario, sin costo para el Propietario. La tolerancia que se ha utilizado tradicionalmente es de 7,19 × 10 4 MPa, pero este valor se debería revisar si la longitud de tramo de los encofrados es mayor que aproximadamente 3000 mm.

9.7.4.3 Encofrados de Hormigón

9.7.4.3.1 Altura La altura de los encofrados perdidos de hormigón no

deberá ser mayor que 55 por ciento de la altura de la losa de tablero terminada ni menor que 90 mm.

C9.7.4.3.1 Se han construido exitosamente miles de puentes con

relaciones de altura mayores o iguales que 43 por ciento; se cree que 55 por ciento es un límite práctico más allá del cual es dable esperar la fisuración del hormigón colado in situ en las interfases entre paneles.

9.7.4.3.2 Armadura Los paneles de hormigón utilizados como encofrados se

pueden pretensar en la dirección del tramo de diseño. Si un encofrado prefabricado se pretensa, los cables se

pueden considerar como armadura principal en la losa de tablero.

Se deberán investigar las longitudes de transferencia y anclaje de los cables para las condiciones que se presentarán durante la construcción y en servicio.

No es necesario prolongar los cables de pretensado y/o las barras de armadura del panel prefabricado hacia el interior del hormigón colado in situ sobre las vigas.

C9.7.4.3.2 Las longitudes de transferencia y anclaje de los cables

recubiertos con compuestos epoxi que contienen partículas duras resistentes a los álcalis pueden ser menores que las correspondientes a los cables sin recubrimiento epoxi. Si se utilizan cables recubiertos con compuestos epoxi este valor se debería determinar mediante ensayos.

Ensayos realizados indican que no hay diferencia entre

las construcciones en las cuales la armadura se extiende hacia el hormigón colado in situ sobre las vigas y aquellas en las cuales no lo hace (Bieschke y Klingner 1982). Sin embargo, la falta de extensión de la armadura puede afectar la distribución de las cargas transversales debido a una falta de continuidad al momento positivo sobre las vigas o puede provocar fisuración refleja en los extremos del panel. Además de la fisuración transversal, que generalmente se produce en las juntas entre paneles como resultado de la fluencia lenta y la contracción, es posible que la fisuración refleja no sea aceptable desde el punto de vista estético y/o que haga que este tipo de tablero sea cuestionable donde se utilizan sales anticongelantes.


Si se utiliza armadura inferior de distribución, esta armadura se puede colocar directamente en la parte superior de los paneles. Los empalmes de la armadura principal superior de la losa no se deberán ubicar sobre las juntas entre paneles.

El recubrimiento de hormigón debajo de los cables no debería ser menor que 20 mm.

9.7.4.3.3 Fluencia Lenta y Contracción La edad del hormigón de los paneles en el momento de

colocar el hormigón in situ deberá ser tal que se minimice la diferencia entre la contracción y fluencia lenta combinadas del panel prefabricado y la contracción del hormigón colado in situ.

Se deberá especificar que a la superficie superior de los paneles se le debe imprimir una rugosidad tal que asegure su acción compuesta con el hormigón colado in situ.

C9.7.4.3.3 El objetivo de este artículo es minimizar las tensiones

de corte en la interfase entre el panel prefabricado y el hormigón colado in situ, además de proveer una buena adherencia. Normalmente para lograr la acción compuesta no es necesario utilizar compuestos adhesivos ni conectores mecánicos.

9.7.4.3.4 Material de Apoyo para los Paneles Los extremos de los paneles utilizados como

encofrados se deberán apoyar sobre un lecho continuo de mortero, o bien durante la construcción deberán estar soportados de manera tal que el hormigón colado in situ fluya hacia el espacio entre el panel y el componente de apoyo formando un lecho de hormigón.

C9.7.4.3.4 Como soportes temporarios se pueden utilizar tornillos

de fijación, placas de fibras bituminosas, collarines de neopreno, etc. Algunas jurisdicciones han tenido malas experiencias en el pasado en casos en los cuales los paneles de hormigón pretensado eran soportados exclusivamente por materiales flexibles. La fluencia lenta debida al pretensado aparentemente separó los extremos de los paneles del hormigón colado in situ. La carga se transfirió a los apoyos flexibles, los cuales se comprimieron provocando fisuración excesiva en el hormigón colado in situ.

9.7.5 Losas de Tablero Prefabricadas sobre Vigas 9.7.5.1 Requisitos Generales

Se pueden utilizar paneles de losa prefabricados tanto

de hormigón armado como de hormigón pretensado. La altura de la losa, excluyendo cualquier tolerancia para pulido, texturado o superficie sacrificable deberá ser mayor o igual que 175 mm.

9.7.5.2 Tableros Prefabricados Unidos Transversalmente

Se podrán utilizar tableros flexionalmente discontinuos

construidos de paneles prefabricados y unidos mediante llaves de corte. El diseño de la llave de corte y el mortero utilizado en la llave deberán ser aprobados por el Propietario. Para el diseño del material de apoyo se pueden aplicar los requisitos del Artículo 9.7.4.3.4.

C9.7.5.2 Las llaves de corte tienden a fisurarse debido a las

cargas de rueda, alabeo y efectos ambientales, con lo cual hay pérdidas en las llaves y disminuye la transferencia de corte. Si es que se utiliza una sobrecapa, el movimiento relativo entre paneles adyacentes tiende a fisurarla. Por lo tanto, este tipo de construcción no es recomendable en zonas en las cuales el tablero podría estar expuesto a la


acción de sales.

9.7.5.3 Tableros Prefabricados Postesados Longitudinalmente

Los componentes prefabricados se pueden colocar

sobre vigas y unir entre sí mediante postesado longitudinal. La mínima tensión efectiva de pretensado promedio deberá ser mayor o igual que 1,7 MPa.

Se deberá especificar que la junta transversal entre los componentes y los volúmenes vacíos creados para acoplar las vainas de postesado se deben llenar con mortero sin retracción que tenga como mínimo una resistencia a la compresión a las 24 horas igual a 35 MPa.

Se deberán crear volúmenes vacíos en la losa alrededor de los conectores de corte; luego de completar el postesado estos vacíos se deberán llenar con el mismo mortero.

C9.7.5.3 Los tableros a los cuales se les imprime continuidad

flexional mediante postesado longitudinal son la solución preferida, ya que estos tableros se comportan de forma monolítica y se anticipa que requerirán menos mantenimiento a largo plazo.

Las vainas de postesado se deberían ubicar en el centro de la sección transversal de la losa. Se deberían crear volúmenes vacíos en las juntas para permitir el empalme de las vainas de postesado.

Los paneles se deberían colocar sobre las vigas sin utilizar mortero ni adhesivos a fin de permitir su movimiento relativo respecto de las vigas durante el pretensado. Los paneles se pueden colocar directamente sobre las vigas o bien se los puede ubicar con ayuda de calces de material inorgánico u otros dispositivos de nivelación. Si los paneles no se disponen directamente sobre las vigas, el espacio que queda se debería llenar con mortero en el mismo momento que se llenan los vacíos creados para los conectores de corte.

En el pasado se ha utilizado una gran variedad de tipos de llaves de corte. Ensayos recientes realizados sobre prototipos indican que las juntas en forma de "V" podrían ser las más fáciles de encofrar y llenar.

9.7.6 Losas de Tablero en Construcciones por

Segmentos

9.7.6.1 Requisitos Generales Los requisitos del presente artículo se deberán aplicar a

las losas superiores de las vigas postesadas cuyas secciones transversales son tipo cajón de una o múltiples celdas. La losa se deberá analizar de acuerdo con los requisitos del Artículo 4.6.2.1.6.

9.7.6.2 Uniones en el Tablero Las uniones en los tableros de los puentes construidos

con segmentos prefabricados podrán ser uniones secas, superficies machimbradas con resina epoxi o uniones de hormigón colado in situ.

Las uniones secas sólo se deben utilizar en regiones en las cuales no se aplican sales anticongelantes.

La resistencia de las uniones de hormigón colado in situ no deberá ser menor que la del hormigón prefabricado. El ancho de la junta de hormigón deberá permitir el anclaje de la armadura en la junta o bien el acople de las vainas si se utilizan, pero en ningún caso deberá ser menor que 300

C9.7.6.2 Se ha observado que las juntas secas utilizadas en

tableros, con o sin selladores no estructurales, permiten la infiltración de agua debido a la contracción, así como la fluencia lenta y el alabeo térmico de los segmentos. Tanto las uniones machimbradas con resina epoxi como las uniones de hormigón colado in situ permitidas por el presente artículo deberían producir uniones herméticas al agua. Se cree que las juntas de cierre hormigonadas in situ de 300 mm de ancho proveen un perfil de mejor transitabilidad cuando no se utilizan sobrecapas sobre el tablero.


mm.

Se deberían evitar las uniones combinadas en las cuales sólo se utiliza resina epoxi en la parte de las uniones machimbradas correspondiente al tablero.

9.8 TABLEROS METÁLICOS 9.8.1 Requisitos Generales

Los tableros metálicos se deberán diseñar de manera de

satisfacer los requisitos de las Secciones 6 y 7. El área de contacto de los neumáticos se deberá determinar como se especifica en el Artículo 3.6.1.2.5.

9.8.2 Tableros de Emparrillado Metálico 9.8.2.1 Requisitos Generales

Los tableros de emparrillado deberán estar compuestos

por elementos principales que se extienden entre vigas, vigas longitudinales o vigas transversales y elementos secundarios que interconectan y se extienden entre los elementos principales. Los elementos principales o secundarios pueden formar un patrón rectangular o diagonal y deberán estar firmemente unidos entre sí. En los pisos de emparrillado abierto, los tableros de emparrillado con vanos parcialmente llenos y los tableros de emparrillado con vanos no llenos que trabajan de forma compuesta con una losa de hormigón armado se deberán soldar todas las intersecciones entre elementos.

Las solicitaciones se pueden determinar utilizando uno de los métodos siguientes:

Los métodos aproximados especificados en el Artículo 4.6.2.1, según corresponda;

La teoría de placas ortótropas;

Emparrillados equivalentes; o

Ayudas para el diseño provistas por el fabricante, si hay evidencia técnica suficiente para documentar y avalar el comportamiento del tablero.

Uno de los métodos aproximados aceptados se basa en

el área de la sección transversal transformada. Se pueden utilizar dispositivos mecánicos de transferencia de corte, incluyendo indentaciones, relieves, arenado de la superficie y otros medios apropiados para mejorar la acción compuesta entre los elementos del emparrillado y el relleno de hormigón.

Si un tablero de emparrillado metálico con vanos llenos o parcialmente llenos trabaja de forma compuesta con una losa de hormigón armado se considera compuesto con los

C9.8.2.1

Investigaciones realizadas indican que las soldaduras

entre los elementos de los tableros con vanos parcialmente llenos "pueden ser muy importantes para la supervivencia de la barra transversal " (Gangarao et al. 1992).

Ensayos realizados en laboratorio indican que las

propiedades de la sección de los emparrillados con vanos llenos y parcialmente llenos, calculadas mediante el método de las áreas transformadas, son conservadores (Gangarao et al. 1992). Otros ensayos demuestran que una sobrecapa de hormigón vertido en forma monolítica se puede considerar totalmente efectiva al determinar las propiedades de la sección.

Los tableros de emparrillado con vanos llenos o parcialmente llenos y los tableros de emparrillado con


elementos que lo soportan a los fines del diseño de dichos elementos, el ancho de losa efectivo en la sección compuesta deberá ser como se especifica en el Artículo 4.6.2.6.1.

vanos no llenos compuestos con losas de hormigón armado tienen mayor potencial de acción compuesta con los componentes de apoyo, gracias a su considerable rigidez en el plano.

Al calcular las propiedades de una sección, omitir cualquier efecto del hormigón traccionado (es decir, debajo del eje neutro en flexión positiva y encima del eje neutro en flexión negativa).

Se pueden aplicar relaciones de módulos a la acción compuesta entre el relleno de hormigón y un tablero de emparrillado en flexión y a la acción compuesta entre el tablero y sus vigas de apoyo.

Ensayos realizados in situ sobre sistemas consistentes en tableros de emparrillado con vanos no llenos compuestos con losas y vigas longitudinales o vigas de tablero de hormigón indican niveles significativos de acción compuesta, siendo el ancho efectivo como mínimo 12,0 veces el espesor total del tablero, incluyendo la porción emparrillada y la losa de hormigón armado estructural.

9.8.2.2 Pisos de Emparrillado Abierto

Los pisos de emparrillado abierto se deberán conectar a

los elementos de apoyo mediante soldaduras o conexiones mecánicas en cada elemento principal. Si para realizar esta conexión se utilizan soldaduras, estará permitido utilizar una soldadura de 75 mm de longitud a un solo lado o bien una soldadura de 40,0 mm de longitud a cada lado del elemento principal.

A menos que haya evidencia que indique lo contrario, las soldaduras en los pisos de emparrillado abierto se deberán considerar como detalles Categoría E, y se deberán aplicar los requisitos del Artículo 6.6.

Los extremos y bordes de los pisos de emparrillado abierto que pudieran estar expuestos al tránsito vehicular deberán estar soportados mediante barras de cierre u otros medios efectivos.

C9.8.2.2 La experiencia a largo plazo indica que, incluso cuando

la acción compuesta entre el tablero y sus componentes de apoyo es aparentemente insignificante, es posible que se desarrollen tensiones elevadas en su interfase, provocando fallas locales y separación del tablero. Por lo tanto, el requisito que establece que se debe realizar una conexión en cada intersección de una barra principal, tal como se indica, se aplica aún en el caso de pisos de emparrillado abierto.

9.8.2.3 Tableros de Emparrillado con Vanos Llenos y Parcialmente Llenos

9.8.2.3.1 Requisitos Generales Estos tableros deberán consistir en un emparrillado

metálico u otro sistema estructural metálico con sus vanos llenos o parcialmente llenos con hormigón.

Los requisitos del Artículo 9.8.2.1 se deberán aplicar a los tableros de emparrillado con vanos llenos y parcial-mente llenos.

Siempre que sea posible se debería proveer una sobrecapa estructural de 45 mm de espesor.

Los emparrillados con vanos llenos y parcialmente

C9.8.2.3.1 Ensayos realizados a escala real en sistemas


llenos se deberán unir a los elementos de apoyo mediante soldaduras o pernos de corte a fin de transferir corte entre ambas superficies.

consistentes en tableros de emparrillado con vanos parcialmente llenos y vigas longitudinales mostraron niveles significativos de acción compuesta, siendo el ancho efectivo como mínimo 12,0 veces la profundidad del tablero. Bajo carga, las deformaciones unitarias del tablero medidas a lo largo del ancho del tablero eran prácticamente uniformes, registrándose un resbalamiento extremadamente pequeño en la interfase tablero-viga longitudinal.

A fin de activar el tablero en acción compuesta es necesario resistir grandes esfuerzos de corte en la interfase. Un método preferido de transferencia de corte es mediante pernos soldados encerrados en un acartelamiento de hormigón, similar a lo ilustrado en la Figura C1.

Figura C9.8.2.3.1-1 Conexión aceptable entre un tablero de emparrillado con vanos llenos o parcial-mente llenos y las vigas

9.8.2.3.2 Requisitos de Diseño Los tableros de emparrillado con vanos llenos y

parcialmente llenos se deberá realizar de acuerdo con los requisitos de los Artículos 9.8.2.1 y 4.6.2.1.8.

La parte de hormigón de los tableros de emparrillado con vanos llenos y parcialmente llenos deberá satisfacer los requisitos generales de la Sección 5 relacionados con la integridad y durabilidad a largo plazo.

Para las aplicaciones hormigonadas in situ se deberá asumir que el peso del relleno de hormigón es soportado exclusivamente por la porción metálica del tablero. Se puede asumir que las cargas temporarias y las cargas permanentes impuestas son soportadas por las barras del emparrillado y el relleno de hormigón actuando de forma compuesta. Una sobrecapa estructural se puede considerar parte del tablero estructural compuesto. Si se provee una sobrecapa estructural, la altura de diseño del tablero se deberá reducir para considerar una tolerancia para la pérdida que se anticipa como resultado del pulido, texturado o desgaste del hormigón.

C9.8.2.3.2 La presión de una sobrecapa estructural que trabaja de

forma compuesta mejora tanto el comportamiento estructural como la transitabilidad del tablero.

Viga de acero

Barra secundariaConectorde corte

Barra principal

Vanos parcialmente llenos

Sobrecapa

Vanos totalmentellenos


9.8.2.3.3 Estado Límite de Fatiga y Fractura La conexión interna entre los elementos del

emparrillado metálico de un tablero de emparrillado con vanos total o parcialmente llenos se deberá investigar para fatiga.

A menos que haya evidencia que indique lo contrario, las soldaduras de punto que unen encofrados horizontales a los emparrillados metálicos se deberán considerar detalles Categoría E'.

C9.8.2.3.3 La categoría de fatiga a utilizar para investigar la fatiga

se deberá determinar mediante ensayos en laboratorio en flexión positiva y negativa. La categoría de fatiga para las soldaduras y troqueles no se deberá considerar mejor que Categoría C, ya que ensayos realizados demuestran que esta categoría es adecuada para la mayoría de los detalles de los tableros emparrillados construidos con hormigón.

Las pequeñas soldaduras de filete que se utilizan para fabricar los tableros de emparrillado generalmente tienen menos de 38 mm de longitud, pero no se consideran "puntos de soldadura." En los tableros de emparrillado, los términos "puntos de soldadura" o "soldadura de puntos" se refieren sólo a las pequeñas soldaduras usadas para fijar láminas metálicas que se utilizan exclusivamente como encofrados para el hormigón que se vierte en o sobre el emparrillado.

Siempre que sea posible los encofrados se deberían unir utilizando medios que no sean puntos de soldadura.

9.8.2.4 Tableros de Emparrillado con Vanos No

Llenos Compuestos con Losas de Hormigón Armado

9.8.2.4.1 Requisitos Generales Un tablero de emparrillado con vanos no llenos

compuesto con una losa de hormigón armado consiste en una losa de hormigón armado que se cuela sobre y de forma compuesta con un emparrillado metálico con vanos no llenos. La acción compuesta entre la losa de hormigón y el tablero de emparrillado se deberá asegurar proveyendo conectores de corte u otros medios capaces de resistir las componentes horizontales y verticales de los cortes en las interfases.

La acción compuesta entre el tablero de emparrillado y los elementos de apoyo se debería asegurar utilizando conectores de corte mecánicos.

A menos que se especifique lo contrario, se deberán aplicar los requisitos del Artículo 9.8.2.1.

En este tipo de tableros se deben minimizar las discontinuidades y las uniones en frío.

C9.8.2.4.1 Este tipo de tablero de puente combina los atributos de

los tableros de hormigón y los de los tableros de emparrillado metálico.

En la Figura C1 se ilustra una manera aceptable de lograr acción compuesta entre el tablero y los elementos de apoyo.

Figura C9.8.2.4.1-1 Conexión aceptable entre un tablero de emparrillado con vanos no llenos actuando de forma compuesta con losas de hormigón y las vigas

Viga de acero

Barra secundaria

Barra principalConectorde corte

Hormigón colado in situ


9.8.2.4.2 Diseño El diseño de tableros de emparrillado con vanos no

llenos que trabajan de forma compuesta con una losa de hormigón armado se deberá realizar de acuerdo con los requisitos de los Artículos 9.8.2.1 y 4.6.2.1.8. La altura de diseño del tablero se deberá reducir para considerar una tolerancia para la pérdida que se anticipa como resultado del pulido, texturado o desgaste del hormigón.

La parte de hormigón armado de los tableros de emparrillado con vanos no llenos que trabajan de forma compuesta con una losa de hormigón armado deberá satisfacer los requisitos generales de la Sección 5 relacionados con la integridad y durabilidad a largo plazo.

En la losa de hormigón se puede utilizar una capa de armadura en cada dirección principal.

Para las aplicaciones hormigonadas in situ se deberá asumir que el peso de la losa de hormigón es soportado por la parte emparrillada del tablero. Se puede asumir que las cargas temporarias y las cargas permanentes impuestas son soportadas por la sección compuesta.

La interfase entre la losa de hormigón y el sistema metálico deberá satisfacer los requisitos del Artículo 6.10.10. Los métodos de conexión de corte aceptables incluyen el uso de barras terciarias a las cuales se han soldado pernos redondos o barras de 13 mm de diámetro, u orificios perforados de al menos 19 mm en la parte superior de las barras principales del emparrillado embebidas en la losa de hormigón armado como mínimo 25 mm.

C9.8.2.4.2 A los fines del diseño el tablero se puede subdividir en

conjuntos de vigas compuestas de hormigón/acero que se intersecan.

9.8.2.4.3 Estado Límite de Fatiga La conexión interna entre los elementos del

emparrillado metálico de un tablero de emparrillado con vanos no llenos que trabaja de forma compuesta con una losa de hormigón armado se deberá investigar para fatiga.

A menos que haya evidencia que indique lo contrario, las soldaduras de punto que unen los encofrados horizontales a los emparrillados metálicos se deberán considerar detalles Categoría E'.

La losa compuesta de hormigón armado se deberá incluir en el cálculo del rango de tensiones.

C9.8.2.4.3 La categoría de fatiga a utilizar para investigar la fatiga

se deberá determinar mediante ensayos en laboratorio en flexión positiva y negativa. La categoría de fatiga para las soldaduras y troqueles no se deberá considerar mejor que Categoría C, ya que ensayos realizados demuestran que esta categoría es adecuada para la mayoría de los detalles de los tableros emparrillados construidos con hormigón.

Las pequeñas soldaduras de filete que se utilizan para fabricar los tableros de emparrillado generalmente tienen menos de 38 mm de longitud, pero no se consideran "puntos de soldadura." En los tableros de emparrillado, los términos "puntos de soldadura" o "soldadura de puntos" se refieren sólo a las pequeñas soldaduras usadas para fijar láminas metálicas que se utilizan exclusivamente como encofrados para el hormigón que se vierte en o sobre el emparrillado.

Siempre que sea posible los encofrados se deberían unir utilizando medios que no sean puntos de soldadura.


9.8.3 Tableros Ortótropos de Acero 9.8.3.1 Requisitos Generales

Los tableros de acero ortótropos deberán consistir en

una placa de tablero rigidizada y soportada por nervios longitudinales y vigas de tablero transversales. La placa de tablero deberá actuar como ala común de los nervios, las vigas de tablero y los elementos longitudinales principales del puente.

En caso de rehabilitación, si el tablero ortótropo es soportado por vigas de tablero existentes, la conexión entre el tablero y las vigas de tablero se debería diseñar para acción compuesta plena, aún cuando en el diseño de las vigas de tablero se desprecie la acción compuesta. Siempre que resulte posible se deberían proveer conexiones adecuadas para desarrollar acción compuesta entre el tablero y los componentes longitudinales principales.

C9.8.3.1 La intención de este artículo es asegurar la integridad

estructural del tablero y su participación estructural junto con las vigas transversales y los elementos longitudinales principales, según corresponda. Se debería evitar cualquier configuración estructural en la cual se obligue al tablero ortótropo a actuar independientemente de los componentes principales.

9.8.3.2 Distribución de las Cargas de Rueda Se puede asumir que la presión de los neumáticos se

distribuye a 45º en todas las direcciones a partir de la superficie del área de contacto hasta la mitad de la placa de tablero. La huella del neumático deberá ser como se especifica en el Artículo 3.6.1.2.5.

C9.8.3.2 La distribución a 45º constituye la hipótesis tradicional,

además de conservadora.

9.8.3.3 Superficie de Rodamiento La superficie de rodamiento se debería considerar parte

integral del sistema del tablero ortótropo, y se deberá especificar que dicha superficie debe estar adherida a la parte superior de la placa de tablero.

Se puede considerar la contribución de la superficie de rodamiento a la rigidez de los elementos de un tablero ortótropo si se demuestra que las propiedades estructurales y de adherencia son satisfactorias en el rango de temperatura comprendido entre 30ºC y +50ºC. Si en el diseño se considera la contribución a la rigidez aportada por la superficie de rodamiento, las propiedades ingenieriles requeridas de la superficie de rodamiento se deberán especificar en la documentación técnica.

Las solicitaciones en la superficie de rodamiento y en la interfase con la placa de tablero se deberán investigar considerando las propiedades ingenieriles de la superficie de rodamiento para las temperaturas de servicio extremas anticipadas.

La acción compuesta a largo plazo entre la placa de tablero y la superficie de rodamiento se deberá documentar tanto mediante ensayos de carga estáticos como mediante ensayos de carga cíclicos.

C9.8.3.3 Las superficies de rodamiento que actúan de forma

compuesta con la placa de tablero pueden reducir las deformaciones y tensiones en los tableros ortótropos.

El efecto rigidizador de la superficie de rodamiento depende de su espesor, del módulo de elasticidad (el cual depende de la temperatura), de la forma de aplicación de las cargas (estática o dinámica), y de las características de adherencia.

Se ha observado que la combinación de solicitaciones debidas a los cambios de temperatura y a la sobrecarga han provocado desadherencia en algunas superficies de rodamiento, y esto debe ser considerado una falla de la superficie de rodamiento. Al seleccionar la superficie de rodamiento y determinar su contribución al sistema estructural a largo plazo el Diseñador debería considerar las experiencias pasadas.

La fisuración de la superficie de rodamiento ocurre cuando hay tensiones que superan la resistencia a la tracción del material utilizado. Se pueden reducir las tensiones flexionales en el material limitando la flexibilidad local del tablero, tal como se indica en el Artículo 2.5.2.6.2. La mejor forma de protección contra la fisuración superficial consiste en utilizar para la superficie de rodamiento materiales con propiedades semiplásticas o


A los fines del diseño de la superficie de rodamiento y

su adherencia a la placa de tablero, se deberá asumir que la superficie de rodamiento actúa de forma compuesta con la placa de tablero, ya sea que para el diseño de la placa de tablero se considere esta hipótesis o no.

con módulos de elasticidad bajos y no demasiado susceptibles a las variaciones de temperatura.

La superficie de rodamiento tiene un papel muy importante en cuanto a lograr una superficie antideslizante, distribuir las cargas de las ruedas y proteger al tablero contra la corrosión y el abuso.

La elección o el diseño de una capa de rodamiento debería incluir una evaluación de los siguientes requisitos funcionales:

Ductilidad y resistencia suficientes para acomodar la expansión, contracción y deformaciones impuestas sin sufrir fisuración ni desadherencia;

Resistencia a la fatiga suficiente para soportar las tensiones flexionales debidas a la acción compuesta entre la superficie de rodamiento y la placa de tablero;

Durabilidad suficiente para resistir la formación de baches, desplazamientos y desgaste;

Impermeabilidad al agua y a los combustibles y fluidos que utilizan los motores de los vehículos;

Resistencia al deterioro provocado por las sales anticongelantes; y

Resistencia al envejecimiento y al deterioro provocado por la radiación solar.

9.8.3.4 Análisis Refinado

Las solicitaciones en los tableros ortótropos se pueden

determinar mediante métodos de análisis elásticos, tales como el método de las grillas equivalentes, el método de las fajas finitas o el método de los elementos finitos, tal como se especifica en la Sección 4.

9.8.3.5 Análisis Aproximado 9.8.3.5.1 Ancho Efectivo El ancho efectivo de la placa de tablero que actúa junto

con un nervio se debería determinar como se especifica en el Artículo 4.6.2.6.4.

9.8.3.5.2 Tableros con Nervios Abiertos El nervio se puede analizar como si se tratara de una

viga continua soportada por las vigas de tablero. Para los nervios de menos de 4500 mm de longitud, la

carga sobre un nervio debida a las cargas de rueda se

C9.8.3.5.2 El análisis aproximado tanto para tableros con nervios

abiertos como para tableros con nervios cerrados se basa en el método de Pelikan-Esslinger presentado en Wolchuk (1963) y Troitsky (1987). Este método permite obtener


puede determinar como la reacción de la placa de tablero transversalmente continua soportada por nervios rígidos. Para los nervios de más de 4500 mm de longitud, el efecto de la flexibilidad del nervio sobre la distribución lateral de las cargas de rueda se puede determinar mediante análisis elástico.

Para los nervios de menos de 3000 mm de longitud o para los tableros con vigas de tablero de poca altura, al calcular las solicitaciones en los nervios se deberá considerar la flexibilidad de las vigas de tablero.

Las tensiones locales en las intersecciones nervio/viga de tablero necesarias para investigar la fatiga se deberán obtener mediante un análisis detallado.

valores conservadores de las solicitaciones globales que actúan en un tablero ortótropo apoyado sobre vigas de borde longitudinales. Wolchuk (1964) analiza la distribución de las cargas de ruedas transversalmente adyacentes sobre un tablero con nervios cerrados.

9.8.3.5.3 Tableros con Nervios Cerrados Para el análisis global de un tablero con nervios

cerrados se puede utilizar el método semiempírico de Pelikan-Esslinger. Las tensiones locales en las intersecciones nervio/viga de tablero sujetas a fatiga inducida por las cargas se deberá determinar mediante un análisis detallado. Las solicitaciones que actúan en un nervio cerrado cuya longitud de tramo es menor o igual que 6000 mm se pueden calcular a partir de las cargas de rueda ubicadas solamente sobre un nervio, despreciando los efectos de las cargas de rueda ubicadas en forma transversalmente adyacentes.

Para nervios de mayor longitud se deberán calcular las correcciones adecuadas para las solicitaciones sobre los nervios.

9.8.3.6 Diseño 9.8.3.6.1 Superposición de Efectos Locales y Globales Para el cálculo de las solicitaciones extremas sobre el

tablero la combinación de los efectos locales y globales se debería determinar como se especifica en el Artículo 6.14.3.

C9.8.3.6.1 El tablero ortótropo forma parte del sistema estructural

global y, por lo tanto, participa en la distribución de las tensiones globales. Estas tensiones pueden ser aditivas respecto de aquellas generadas localmente en el tablero. Para el diseño del tablero se utilizan los ejes del camión de diseño o el tandem de diseño, mientras que el resto del puente se dimensiona para combinaciones del camión de diseño, el tandem de diseño y la carga de carril de diseño. La posición más desfavorable de una misma carga puede ser muy diferente si se consideran las solicitaciones locales o las solicitaciones globales. Por lo tanto, el Diseñador debería analizar el puente para ambos regímenes de carga en forma independiente, aplicar el incremento por carga dinámica apropiado, y utilizar los valores que resulten determinantes.


9.8.3.6.2 Estados Límites A menos que en el presente documento se especifique

lo contrario, los tableros ortótropos se deberán diseñar de manera de satisfacer los requisitos de la Sección 6 en todos los estados límites aplicables.

En el estado límite de servicio el tablero deberá satisfacer los requisitos especificados en el Artículo 2.5.2.6.

En el estado límite de resistencia para la combinación de solicitaciones locales y globales se deberán aplicar los requisitos del Artículo 6.14.3.

Los efectos de la inestabilidad frente a la compresión de los tableros ortótropos se deberán investigar en los estados límites de resistencia. Si la inestabilidad no resulta determinante, la resistencia de la placa de tablero ortótropa se podrá basar en lograr la tensión de fluencia en cualquier punto de la sección transversal.

Para el estado límite de fatiga se deberán aplicar los requisitos del Artículo 6.6.1.2, Tabla 6.6.1.2.3-1, correspondientes a fatiga inducida por las cargas.

En un tablero con nervios cerrados, la unión entre la placa de tablero y las paredes de los nervios se considera sujeta a las reglas correspondientes a fatiga inducida por distorsión del Artículo 6.6.1.3.3. La resistencia a la fatiga de este detalle se puede considerar satisfactoria si se satisfacen los requisitos para proporciones geométricas y detalles de soldado estipulados en el Artículo 9.8.3.7.

Siempre que el Propietario así lo autorice, se podrán considerar reglas menos estrictas para el diseño a fatiga en el caso de los carriles de tráfico interiores de los tableros multicarril en los cuales el tráfico de camiones es poco frecuente.

C9.8.3.6.2 Ensayos realizados indican un elevado grado de

redundancia y redistribución de la carga entre la primera fluencia y la falla del tablero. La gran reducción de las solicitaciones combinadas refleja este comportamiento.

Debido a que actúa como parte del sistema estructural

global, el tablero está expuesto a tracción y/o compresión axial en el plano. Por lo tanto se debería investigar el pandeo.

La experiencia indica que en los tableros ortótropos los

daños por fatiga ocurren fundamentalmente en los nervios debajo de los recorridos de las ruedas de los camiones en los carriles exteriores.

9.8.3.7 Detalles de Diseño 9.8.3.7.1 Mínimo Espesor de la Placa El espesor de la placa del tablero, t, deberá ser mayor o

igual que 14,0 mm o 4 por ciento de la mayor separación entre las almas de los nervios.

C9.8.3.7.1 Aunque el análisis indique que una placa de tablero de

menos de 14,0 mm de espesor podría resultar satisfactoria, la experiencia demuestra que es aconsejable utilizar un espesor mínimo de 14,0 mm tanto desde el punto constructivo como desde el punto de vista del comportamiento a largo plazo.

9.8.3.7.2 Nervios Cerrados El espesor de los nervios cerrados deberá ser mayor o

igual que 6,0 mm. Las dimensiones de la sección transversal de un tablero

metálico ortótropo deberán satisfacer la siguiente condición:

C9.8.3.7.2 Ensayos de fatiga realizados indican que se debería

minimizar la tensión flexional local fuera del plano en el alma del nervio en la unión con la placa de tablero. Una manera de hacerlo consiste en limitar la tensión en el alma


3

3,

400'

r

d ef

t at h

(9.8.3.7.2-1)

donde: tr = espesor del alma del nervio (mm) td,ef = espesor efectivo de la placa del tablero,

considerando el efecto rigidizador del acabado superficial, tal como se especifica en el Artículo 9.8.3.3 (mm)

a = mayor de las separaciones entre las almas de los

nervios (mm) h' = longitud de la porción inclinada del alma del nervio

(mm) Los interiores de los nervios cerrados deberán estar

sellados:

Mediante soldaduras continuas en la interfase nervio-placa de tablero;

En los empalmes soldados de los nervios, y

En los diafragmas en los extremos de los nervios.

Se deberían permitir soldaduras con una penetración

parcial del ochenta por ciento entre las almas de un nervio cerrado y la placa del tablero.

del nervio provocada por la rotación de la unión nervio-placa de tablero, utilizando un alma relativamente esbelta en relación con la placa de tablero. La Ecuación C1 se basa en estudios paramétricos de las tensiones flexionales fuera del plano en las almas de los nervios.

La Ecuación 1 es una forma simplificada de la Ecuación C1, la cual fue desarrollada para la tensión flexional fuera del plano en el alma del nervio en términos de las dimensiones de la sección transversal del tablero metálico ortótropo.

3

2

3 32 3, ,

6 '8

'

r

rd ef d efr r

tqa hf k

t tt ta a h

(C9.8.3.7.2-1)

donde: k = factor que representa una distribución del momento

flector a lo largo de un nervio q = intensidad de la carga (MPa)

No es posible inspeccionar ni reparar el interior de los

nervios cerrados. Por lo tanto es fundamental sellarlos herméticamente para evitar el ingreso de humedad y aire. El uso de nervios sellados justifica el mínimo espesor de placa especificado.

Generalmente se utilizan soldaduras de penetración

parcial para conectar nervios cerrados cuyo espesor es mayor que 6,35 mm a las placas de tablero. Estas soldaduras, para las cuales se deben seleccionar cuidadosamente procesos de soldadura automáticos y un buen ajuste, son menos susceptibles a las fallas por fatiga que las soldaduras de penetración total que requieren barras auxiliares.

9.8.3.7.3 Soldaduras No Autorizadas en los Tableros

Ortótropos No estará permitido soldar accesorios, soportes para las

tuberías de los servicios públicos, lengüetas para izaje, ni conectores de corte a la placa del tablero ni a los nervios.

C9.8.3.7.3 La experiencia indica que estas soldaduras pueden

provocar fallas por fatiga.

9.8.3.7.4 Detalles del Tablero y los Nervios Los empalmes del tablero y los nervios se deberán

C9.8.3.7.4 Los nervios cerrados pueden ser trapezoidales, en


soldar o bien sujetar mecánicamente usando bulones de alta resistencia y siguiendo los detalles indicados en la Tabla 6.6.1.2.3-2 y la Figura 1. Los nervios se deberán hacer pasar continuamente a través de recortes en las almas de las vigas de tablero, tal como se ilustra en la Figura 1. La documentación técnica deberá exigir los siguientes detalles de fabricación cuando estén identificados en la Figura 1:

a) No deberá haber discontinuidades (recortes) en el alma

de las vigas de tablero b) Las soldaduras deberán ser envolventes c) Pulir hasta lograr una superficie suave d) 25 mm mínimo si el diafragma interno no se extiende

hasta el fondo del nervio (ver comentario) e) Es posible que sea necesario utilizar soldaduras

combinadas de filete y ranura en aquellos casos en los cuales el tamaño de las soldaduras de filete necesarias para satisfacer los requisitos de resistencia especifica-dos en la Tabla 6.6.1.2.3-2, Caso (10), pudiera ser excesivo.

Figura 9.8.3.7.4-1 Detalles requeridos para los tableros ortótropos

forma de U o en forma de V, siendo estos últimos los más eficientes.

Los recortes en el alma de las vigas de tablero en las intersecciones con los nervios pueden o no tener un recorte adicional en el fondo de los nervios. En general es preferible incluir este detalle, ya que minimiza la restricción del nervio contra la rotación en su plano y las tensiones asociadas en las soldaduras y en el alma de las vigas de tablero.

Si la profundidad del recorte del fondo, c, es pequeña, la rotación del nervio estará restringida y se introducirán tensiones fuera del plano considerables en el alma de la viga de tablero si esta viga es de poca altura. También se introducen tensiones secundarias locales en las paredes del nervio debido a las fuerzas de interacción entre las almas de las vigas de tablero y las paredes del nervio y a los efectos secundarios debidos a la pequeña profundidad del recorte, c (Wolchuk y Ostapenko 1992). Estas tensiones secundarias debidas a la interacción nervio-viga de tablero se pueden eliminar colocando diafragmas dentro del nervio en el plano del alma de la viga de tablero. El diseñador puede optar entre terminar el diafragma debajo de la parte superior del recorte libre, en cuyo caso el diafragma se debería extender como mínimo 25 mm por debajo de la parte superior del recorte libre y debería estar soldado a la pared del nervio mediante una unión soldada resistente a la fatiga, o bien extender el diafragma hasta la parte inferior del nervio y soldar todo el perímetro. Extender el diafragma hasta el fondo de la placa de tablero puede aliviar significativamente las tensiones locales en la placa del tablero [ver comentario referente a la Tabla 6.6.1.2.3-2, Caso (12)].

Si el alma de la viga de tablero es profunda y flexible, o en aquellos casos en los cuales la profundidad adicional del recorte reduciría la resistencia al corte de la viga de tablero de forma inaceptable, está permitido soldar alrededor de todo el perímetro del nervio (ECSC Report on Fatigue 1995; Wolchuk 1999).

Ensayos de fatiga realizados sugieren que las discontinuidades (recortes) abiertas en las almas de las vigas de tablero en las uniones de las paredes del nervio con la placa de tablero pueden provocar fisuración en las paredes del nervio. Por lo tanto, la mejor solución parecería ser utilizar recortes bien ajustados y una soldadura continua entre el alma de la viga de tablero y el tablero y las paredes del nervio.

Wolchuk (1991) describe fallas de tableros ortótropos provocadas por un detallado incorrecto.

Los nervios abiertos pueden consistir en barras planas, perfiles angulares, perfiles T, o barras en forma de bulbo. Los tableros con nervios abiertos son menos eficientes, pero tienen mejor resistencia a la fatiga.

c)

d)a) e)

b)

h

h'

a e

a) b)

b) c)

d)h

h3c

Recorte libre, ver Comentario

Diafragmas internos en el planodel alma de la viga de tableroVer Comentario

a)

c)

b)

a)

c)

Recorte libre, ver Comentario

a) Insersección de un nervio cerrado con una viga de tablero

b) Insersección de un nervio abierto con una viga de tablero


9.8.4 Tableros Ortótropos de Aluminio 9.8.4.1 Requisitos Generales

Los tableros ortótropos de aluminio deberán consistir

en una placa de tablero rigidizada y soportada por nervios extruídos. Los nervios pueden ser paralelos o perpendiculares a la dirección del tráfico.

Se deberán aplicar los requisitos de los Artículos 9.8.3.2 a 9.8.3.3, excepto que para los fines del análisis y diseño del tablero o los nervios la superficie de rodamiento no se podrá considerar como parte integral del tablero ortótropo.

Si un tablero ortótropo de aluminio es soportado por componentes de otro material se deberán considerar las diferentes expansiones térmicas de ambos materiales y la potencial aceleración de la corrosión debida a la presencia de metales diferentes.

Se deberá investigar la interacción estructural de un tablero ortótropo de aluminio con la estructura existente.

C9.8.4.1 En 1997 sólo se conocía una aplicación de nervios

perpendiculares a la dirección del tráfico. Esto significa que la experiencia relacionada con el comportamiento de fatiga bajo condiciones de servicio es más bien escasa o nula. Por este motivo para este tipo de aplicación se debería exigir una investigación completa de la fatiga inducida por las cargas y las deformaciones.

9.8.4.2 Análisis Aproximado En ausencia de información más precisa, el ancho

efectivo de placa de tablero que actúa con un nervio no deberá ser mayor que la separación de los nervios ni mayor que un tercio del tramo.

Al determinar los momentos longitudinales en los tableros continuos se deberá tomar en cuenta la flexibilidad de los apoyos.

Al determinar los momentos transversales se deberán incluir los efectos de la rigidez torsional de los nervios si los nervios son rígidos a la torsión, mientras que estos efectos podrán ser despreciados si los nervios son torsionalmente flexibles.

Para el análisis de tableros con nervios cerrados se podrán aplicar los requisitos del Artículo 9.8.3.5.3.

C9.8.4.2 Los momentos transversales se deberían calcular en dos

etapas: aquellos debidos a las cargas directas en la placa de tablero, suponiendo nervios indeformables, y aquellos debidos a la transferencia de corte transversal provocada por los desplazamientos de los nervios. Luego se deben combinar las tensiones debidas a estos momentos.

9.8.4.3 Estados Límites Los tableros ortótropos se deberán diseñar de manera

que satisfagan los requisitos de la Sección 7 en todos los estados límites aplicables.

En el estado límite de servicio el tablero deberá satisfacer los requisitos del Artículo 2.5.2.6.

Los nervios longitudinales, incluyendo un ancho efectivo de placa de tablero, se deberán investigar para determinar su estabilidad como vigas-columna individuales supuestas simplemente apoyadas en las vigas transversales.

En el estado límite de fatiga el tablero deberá satisfacer los requisitos del Artículo 7.6.

Independientemente del hecho que el rango de

C9.8.4.3 Se ha demostrado que bajo ciertas condiciones


tensiones sea de tracción, de compresión o que se invierta, se deberá investigar el máximo rango de tensiones:

En la dirección transversal en la unión nervio-placa;

En la dirección longitudinal;

En todos los detalles abulonados, extremos soldados y detalles de los bordes; y

En la dirección transversal en la unión nervio-placa si el nervio adyacente está cargado.

geométricas esta condición determina el diseño. Para el diseño se utiliza el máximo rango de tensiones,

ya que existen tensiones de tracción residuales significativas adyacentes a la mayoría de las soldaduras, y es posible que aún en presencia de tensiones de compresión el rango de tensiones netas sea de tracción.

En Menzemer et al (1987) el lector encontrará una discusión adicional sobre este tema.

9.8.5 Tableros de Metal Corrugado 9.8.5.1 Requisitos Generales

Los tableros de metal corrugado sólo se deberían

utilizar en caminos secundarios y rurales. Los tableros de metal corrugado deberán consistir en

formas de metal corrugado llenadas con asfalto bituminoso u otro material de acabado superficial aprobado. Las formas metálicas se deberán sujetar de manera positiva a los elementos sobre los cuales apoyan.

C9.8.5.1 La intención de sujetar las formas de metal corrugado a

los elementos sobre los cuales apoyan es asegurar la estabilidad de ambos componentes bajo cargas temporarias.

9.8.5.2 Distribución de las Cargas de Rueda Se puede asumir que la carga de los neumáticos se

distribuye a 45º desde el área de contacto hasta el eje neutro de las formas de metal corrugado.

C9.8.5.2 La distribución a 45º es un enfoque tradicionalmente

utilizado para la mayoría de los materiales estructurales no metálicos.

9.8.5.3 Acción Compuesta Para determinar la contribución del relleno a la acción

compuesta con la placa de tablero se deberán aplicar los requisitos del Artículo 9.8.3.3

Sólo se podrá considerar acción compuesta entre las formas de metal corrugado y los componentes de apoyo si las conexiones en la interfase se diseñan para acción compuesta plena, y si se demuestra que el tablero puede resistir los esfuerzos de compresión asociados con la acción compuesta.

C9.8.5.3 Debido a la sensibilidad de la placa frente a las

variaciones térmicas, la corrosión y la inestabilidad estructural, sólo se debería utilizar acción compuesta si existe evidencia física suficiente para demostrar que se podrá confiar en su funcionalidad durante toda la vida de diseño especificada.

9.9 TABLEROS Y SISTEMAS DE TABLEROS DE MADERA

9.9.1 Campo de Aplicación

El presente artículo se deberá aplicar para el diseño de

tableros de madera soportados mediante vigas, vigas longitudinales o vigas de tablero, o utilizados como un sistema de tablero.

C9.9.1 Este artículo se aplica a los tableros de madera y a los

sistemas de tableros de madera que actualmente se están diseñando y construyendo en Estados Unidos y que han demostrado un comportamiento aceptable. Los componentes de apoyo pueden ser metálicos, de hormigón


o de madera.

9.9.2 Requisitos Generales Se deberán aplicar los requisitos de la Sección 8. Los materiales utilizados en los tableros de madera y su

tratamiento conservante deberán satisfacer los requisitos de las Secciones 2, 5, 6 y 8.

El espesor nominal de los tableros formados por tablones de madera no deberá ser menor que 100 mm en el caso de las calzadas ni menor que 50 mm en el caso de las aceras. El espesor nominal de los tableros de madera, excepto aquellos formados por tablones, no deberá ser menor que 150 mm.

C9.9.2 En los tableros de madera laminada las grandes

variaciones del espesor o el alabeo de las laminaciones puede perjudicar tanto la resistencia como el comportamiento a largo plazo. Aunque los materiales aserrados en bruto o totalmente aserrados pueden ser más económicos que los cepillados, las variaciones de las dimensiones pueden ser considerables. Si es poco probable que se obtengan tolerancias adecuadas en las dimensiones se debería recomendar que los componentes sean cepillados.

9.9.3 Requisitos de Diseño 9.9.3.1 Distribución de las Cargas

Las solicitaciones se podrán determinar utilizando uno

de los métodos siguientes:

El método aproximado especificado en el Artículo 4.6.2.1;

La teoría de las placas ortótropas; o

El modelo de las grillas equivalentes.

Si la separación de los elementos de apoyo es menor

que 910 mm o menor que 6,0 veces la altura nominal del tablero, el sistema de tablero, incluyendo los elementos de apoyo, se deberá modelar como una placa ortótropa o como una grilla equivalente.

En los tableros de madera laminada y tesada que satisfacen los requisitos de alternancia de las uniones a tope especificados en el Artículo 9.9.5.3 la rigidez se puede determinar sin realizar la deducción por las uniones a tope.

C9.9.3.1 En los tableros de madera en los cuales los

componentes que sirven de apoyo están poco separados no es válida la hipótesis de apoyos infinitamente rígidos en la cual se basan los métodos de análisis aproximados. Por lo tanto, para obtener las solicitaciones con un grado de precisión razonable, en estos casos se recomienda utilizar métodos de análisis bidimensionales.

9.9.3.2 Diseño al Corte En el diseño de tableros de madera laminada se pueden

despreciar los efectos del corte. En los tableros longitudinales el corte máximo se

deberá determinar de acuerdo con los requisitos del Artículo 8.7.

En los tableros transversales el corte máximo se deberá calcular a una distancia del apoyo igual a la altura del

C9.9.3.2 Es raro que aparezcan problemas relacionados con el

corte en un tablero de madera laminada, ya que se cree que son significativos los beneficios inherentes a este sistema, el cual comparte la carga entre múltiples elementos. La probabilidad de una ocurrencia simultánea de zonas potencialmente débiles frente al corte en laminaciones adyacentes es baja. Por lo tanto, es poco probable que


tablero. Tanto para los tableros longitudinales como para los

tableros transversales la huella del neumático se deberá ubicar adyacente al tramo en el cual se está buscando la máxima solicitación y del lado correspondiente al tramo.

fallen por corte múltiples elementos, lo cual sería necesario para propagar las rajaduras por corte en cualquier laminación.

Aún con los escasos datos de ensayos disponibles, no se han introducido cambios en el diseño de los tableros de madera laminada y clavada.

9.9.3.3 Deformación En el estado límite de servicio los tableros de madera

deberán satisfacer los requisitos especificados en el Artículo 2.5.2.6.

9.9.3.4 Expansión Térmica El coeficiente de expansión térmica de la madera

paralelo a sus fibras se deberá tomar igual a 3,6 × 10 6 por ºC.

Los efectos térmicos se pueden despreciar en los tableros formados por tablones de madera y en los tableros de madera laminada y clavada.

Para los tableros de paneles de madera laminada y tesada o de paneles de madera laminada y encolada que se hacen continuos en una distancia mayor que 120,000 mm se deberán investigar los movimientos relativos debidos a la expansión térmica con relación a las subestructuras y estribos.

C9.9.3.4 En general la expansión térmica no ha provocado

problemas en los sistemas de tableros de madera. Excepto en el caso de los tableros formados por paneles de madera laminada y tesada o por paneles de madera laminada y encolada, la mayoría de los tableros de madera contienen por naturaleza discontinuidades en las uniones a tope que pueden absorber los movimientos de origen térmico.

9.9.3.5 Superficies de Rodamiento Los tableros de madera deberán tener una superficie de

rodamiento que satisfaga los requisitos del Artículo 9.9.8.

C9.9.3.5 La experiencia indica que las superficies no protegidas

de los tableros de madera son vulnerables al desgaste y la abrasión y/o pueden volverse resbaladizas cuando están húmedas.

9.9.3.6 Tableros Oblicuos Si la oblicuidad del tablero es menor que 25º, las

laminaciones transversales se pueden colocar según el ángulo de oblicuidad. Caso contrario las laminaciones transversales se deberán colocar en forma normal a los elementos de apoyo, y los extremos libres de las laminaciones en los extremos del tablero deberán estar soportados por una viga diagonal u otro elemento adecuado.

C9.9.3.6 En el caso de los tableros transversales, colocar las

laminaciones según la oblicuidad es el método más simple y práctico cuando los ángulos de oblicuidad son pequeños; recortando los extremos de las laminaciones según el ángulo de oblicuidad es posible obtener un borde recto continuo.

En el caso de los tableros longitudinales, salvo aquellos de madera laminada y tesada, en general cualquier ángulo de oblicuidad se puede acomodar desfasando cada laminación adyacente sobre la oblicuidad.

9.9.4 Tableros de Madera Laminada y Encolada

9.9.4.1 Requisitos Generales Los tableros de paneles de madera laminada y encolada

deberán consistir en una serie de paneles, prefabricados

C9.9.4.1 En los tableros de madera laminada y encolada que se

han construido hasta la fecha se han utilizado paneles de


con adhesivos resistentes al agua, unidos a tope firmemente a lo largo de sus bordes.

Los paneles de tablero transversales deberán ser continuos en todo el ancho del puente.

Si la longitud de tramo en la dirección principal es mayor que 2400 mm los paneles se deberán interconectar mediante vigas rigidizadoras tal como se especifica en el Artículo 9.9.4.3.

tablero transversales de entre 900 y 1800 mm de ancho y paneles de tablero longitudinales de entre 1050 y 1350 mm de ancho. Los requisitos de diseño sólo se consideran aplicables a los paneles comprendidos dentro de los rangos de dimensiones aquí especificados.

Estos requisitos de diseño se basan en desarrollos realizados a fines de los años 70 en el USDA Forest Products Laboratory.

Esta forma de tablero solamente se puede utilizar para caminos en los cuales el volumen de vehículos comerciales es de bajo a medio.

9.9.4.2 Retenidas del Tablero Si los paneles se fijan a apoyos de madera las retenidas

deberán consistir en abrazaderas metálicas abulonadas a través del tablero y unidas a los lados del elemento de apoyo. Para fijar los paneles al apoyo de madera se pueden utilizar tornillos para madera o clavos de vástago deformado.

Si los paneles se fijan a vigas metálicas deberán ser retenidos mediante sujetadores metálicos que se extiendan sobre el ala de la viga y que estén abulonados a través del tablero.

C9.9.4.2 Los métodos de retenida aquí especificados se basan en

prácticas actuales que han demostrado ser satisfactorias. El uso de otros métodos requiere la aprobación del Propietario.

9.9.4.3 Tableros Interconectados 9.9.4.3.1 Paneles Paralelos al Tráfico La interconexión de los paneles se deberá realizar

mediante vigas rigidizadoras transversales unidas al lado inferior del tablero. La distancia entre las vigas rigidizadoras deberá ser menor o igual que 2400 mm y la rigidez, EI, de cada viga rigidizadora deberá ser mayor o igual que 2,30 × 1011 N-mm2. Las vigas se deberán unir a cada panel de tablero cerca de los bordes de los paneles y a intervalos menores o iguales que 375 mm.

C9.9.4.3.1 A pesar de que la viga rigidizadora transversal asegura

la transferencia de corte entre paneles, seguramente se producirá alguna flecha relativa. Bajo cargas pesadas frecuentes esta flecha relativa provocará la fisuración refleja de las superficies de rodamiento bituminosas.

9.9.4.3.2 Paneles Perpendiculares al Tráfico La interconexión de los paneles se puede realizar

mediante sujetadores mecánicos, lengüetas, clavijas o vigas rigidizadoras. Si se utilizan vigas rigidizadoras éstas deben ser continuas en la totalidad de la longitud del tramo y se deben asegurar a través del tablero a una distancia menor o igual que 150 mm de los bordes de cada panel y entre los bordes según sea necesario.

Si los paneles se interconectan mediante vigas rigidizadoras, las vigas se deberán colocar longitudinal-mente a lo largo del eje central de cada tramo de tablero. Para el diseño de las vigas rigidizadoras se deberán aplicar los requisitos del Artículo 9.9.4.3.1.

El momento flector por unidad de ancho debido a la

C9.9.4.3.2 La intención de interconectar el sistema de tablero

mediante clavijas es evitar el desplazamiento relativo de los paneles laminados y encolados. Ritter (1990) presenta un procedimiento para diseñar las clavijas. Si el procedimiento de prefabricación y construcción es adecuado, este sistema con clavijas ha demostrado ser efectivo para impedir el desplazamiento relativo entre paneles. Sin embargo, en la práctica los problemas relacionados con la alineación de los orificios y la necesidad de introducir modificaciones en obra pueden reducir su eficiencia.

Utilizar una viga rigidizadora longitudinal en cada espacio entre vigas principales ha demostrado ser un


sobrecarga se deberá determinar de acuerdo con los requisitos del Artículo 4.6.2.1.3.

método tanto práctico como efectivo para reducir los desplazamientos relativos entre paneles transversales.

9.9.4.4 Tableros No Interconectados Los tableros que no están interconectados en sus bordes

sólo se podrán utilizar en caminos secundarios y rurales. Para el análisis de estos tableros se deberá asumir que la transferencia de solicitaciones en los bordes de los paneles es nula.

C9.9.4.4 Es probable que la falta de conexión de los paneles

provoque la fisuración refleja de la superficie de rodamiento en las uniones a tope, aún bajo niveles de carga relativamente bajos. Estos tableros solamente son adecuados para caminos en los cuales el volumen de vehículos comerciales es escaso, ya que si el volumen de vehículos comerciales es mayor el mantenimiento que requerirá la superficie de rodamiento será excesivo.

9.9.5 Tableros de Madera Laminada y Tesada

9.9.5.1 Requisitos Generales Los tableros de madera laminada y tesada deberán

consistir en una serie de laminaciones de madera colocadas canto contra canto y postesadas en forma conjunta en forma transversal a la dirección de las laminaciones.

No se deberán utilizar tableros de madera laminada y tesada si el ángulo de oblicuidad del puente es mayor que 45º.

La documentación técnica deberá exigir que todos los materiales sean sometidos a baños de expansión a fin de eliminar el exceso de aceite.

C9.9.5.1 La mayoría de los tableros de este tipo incluyen

laminaciones que tienen un espesor de 50 a 75 mm. La mayor distribución de cargas y mejores aptitudes

para compartir las cargas que presentan estos tableros, unido a su mayor durabilidad bajo los efectos del tránsito repetitivo de vehículos pesados, hacen que estos tableros sean la mejor opción entre los tableros de madera para las aplicaciones carreteras con altos volúmenes de tráfico (Csagoly y Taylor 1979; Sexsmith et al. 1979).

El comportamiento estructural depende de la fricción (debida al pretensado transversal) entre las superficies de las laminaciones para transferir las solicitaciones. A diferencia de las conexiones clavadas o abulonadas, el comportamiento basado en la fricción de los tableros de madera laminada y tesada no se deteriora con el tiempo bajo la acción de cargas repetitivas pesadas.

La experiencia parece indicar que el uso de conservantes aplicados en agua puede afectar negativamente el comportamiento de los tableros de madera laminada y tesada. La madera tratada con conservantes aplicados en agua responde rápidamente a los cambios de contenido de humedad a los cuales están sujetos frecuentemente los puentes en la mayor parte de América del Norte. Las variaciones de las dimensiones que se producen en la madera pueden alterar significativamente los esfuerzos de pretensado. La madera tratada con conservantes aplicados en aceite no responde tan rápidamente a los cambios de contenido de humedad.

El tratamiento conservante de la madera que se ha de utilizar en un tablero de madera laminada y encolada se debería mantener al nivel mínimo especificado en el Artículo 8.4.3. Si hay una cantidad excesiva de aceites en la madera es posible que luego de tesar el tablero el aceite sea expelido de la madera, lo cual puede contribuir a aumentar las pérdidas de pretensado que ocurren en un


período de tiempo breve luego de la construcción.

9.9.5.2 Uso de Clavos Se deberá especificar que cada laminación se debe unir

a la anterior mediante clavos comunes o en espiral a intervalos menores o iguales que 1200 mm. Los clavos se deberán colocar alternadamente cerca de los bordes superior e inferior de las laminaciones. Se deberá ubicar un clavo cerca tanto de la parte superior como de la parte inferior en las uniones a tope. La longitud de los clavos debe ser suficiente para atravesar dos laminaciones.

C9.9.5.2 El uso de clavos en los tableros de madera laminada y

tesada es apenas una comodidad temporaria, y se debe atener a los requisitos mínimos tanto como sea posible. El uso excesivo de clavos puede inhibir la acumulación de deformaciones elásticas durante el tesado transversal, lo cual posteriormente podría contribuir a disminuir su eficiencia.

9.9.5.3 Uniones a Tope Alternadas Si se utilizan uniones a tope no deberá haber más de

una unión a tope cada cuatro laminaciones adyacentes dentro de una distancia de 1200 mm, tal como se ilustra en la Figura 1.

Figura 9.9.5.3-1 Mínima separación entre líneas de uniones a tope

C9.9.5.3 Los requisitos indicados para las uniones a tope son

valores extremos cuya intención es permitir laminaciones de longitud menor que la longitud del tablero. El comportamiento del tablero se puede mejorar reduciendo uniformemente o eliminando la ocurrencia de las uniones a tope y/o distribuyendo las uniones a tope.

Este requisito indica implícitamente que no se pueden utilizar laminaciones de menos de 4800 mm de longitud. Si se utilizan laminaciones de más de 4800 mm la separación de las uniones a tope es igual a un cuarto de la longitud.

9.9.5.4 Orificios en las Laminaciones El diámetro de los orificios practicados en las

laminaciones para la unidad de pretensado no deberá ser mayor que 20 por ciento de la profundidad de la laminación. La separación de los orificios a lo largo de las laminaciones deberá ser mayor o igual que 15,0 veces el diámetro del orificio y mayor o igual que 2,5 veces la profundidad de las laminaciones.

Sólo estará permitido utilizar orificios perforados.

C9.9.5.4 La intención de estas limitaciones empíricas es

minimizar los efectos negativos del tamaño de los orificios y su separación sobre el comportamiento del tablero.

Los orificios troquelados pueden afectar gravemente el

comportamiento del laminado, ya que pueden romper las fibras de la madera en la proximidad de los orificios.

9.9.5.5 Retenidas del Tablero

Los tableros deberán ser retenidos en todos los apoyos,

y la separación de las retenidas a lo largo de cada apoyo no deberá ser mayor que 900mm. Cada retenida deberá consistir en un mínimo de dos bulones de 20 mm de diámetro en el caso de los tableros cuya profundidad es

C9.9.5.5 Los tableros de madera laminada y tesada requieren

una retenida más efectiva que la que proporcionan los clavos o pasadores. Estos tableros tienden a desarrollar curvatura en forma perpendicular al laminado cuando se los tesa transversalmente. Las retenidas mediante bulones

1,2 m 1,2 m 1,2 m

Uniones a Tope


menor o igual que 300 mm, o bien en dos bulones de 27 mm de diámetro en el caso de los tableros de más de 300 mm de profundidad.

o tornillos para madera aseguran el correcto contacto entre el tablero y los elementos de apoyo.

9.9.5.6 Tesado 9.9.5.6.1 Sistema de Pretensado Los tableros nuevos de madera tesada se deberán

diseñar utilizando pretensado interno. Se puede utilizar pretensado externo para rehabilitar puentes de madera laminada clavada existentes, en cuyo caso se deberán utilizar distribuidores de la fuerza de pretensado que sean continuos y de acero.

En los tableros de madera laminada y tesada con ángulos de oblicuidad menores que 25º las barras de tesado pueden disponerse paralelas a la oblicuidad. En el caso de ángulos de oblicuidad comprendidos entre 25º y 45º las barras se deberían disponer perpendiculares a las laminaciones, y en las zonas de los extremos las barras de pretensado transversales se deberían disponer en planta en forma de abanico como se ilustra en la Figura 1, o bien disponer en un patrón escalonado como se ilustra en la Figura 2.

En el diseño se deberán considerar las variaciones de las dimensiones que se producen en el tablero como consecuencia del pretensado.

Los accesorios para el anclaje de las barras de pretensado se deberían disponer de uno de los tres modos indicados en la Figura 3.

Figura 9.9.5.6.1-1 Barras de pretensado dispuestas en forma de abanico en las zonas de los extremos de un tablero oblicuo (Exclusivamente a título ilustrativo)

C9.9.5.6.1 En la Figura 3 se ilustran sistemas de pretensado

externos e internos. El sistema interno protege mejor el elemento de pretensado y disminuye la restricción a la aplicación de superficies de rodamiento.

En general no es necesario asegurar los tableros de madera a los apoyos hasta completar todo el pretensado transversal. Debido a las excentricidades no intencionales que se pueden introducir en el pretensado, potencialmente pueden haber deformaciones excesivas si el tablero se tesa en una longitud muy larga. Se recomienda proveer restricciones durante el pretensado si el ancho del tablero, medido en forma perpendicular a las laminaciones, es mayor que 50,0 veces la profundidad del tablero si se trata de un tablero longitudinal o 40,0 veces la profundidad del tablero si se trata de un tablero transversal. Estas restricciones no deberían inhibir el movimiento lateral del tablero sobre su ancho durante el proceso de pretensado.

En el caso de la disposición en abanico de los elementos de pretensado ilustrada en la Figura 1, se deberían considerar la potencial concentración de tensiones de apoyo y el deslizamiento de la placa de apoyo común.

Eq. Eq. Eq. Eq.

Angulo deoblicuidad

Eje longitudinal del puente

Las laminaciones nose ilustran por motivosde claridad

pret

ensa

do(tí

p.)

Placa de apoyo común

Laminaciones

Barra

de


Figura 9.9.5.6.1-2 Disposición escalonada de las barras de pretensado en las zonas de los extremos de un tablero oblicuo (Exclusivamente a título ilustrativo)

Figura 9.9.5.6.1-3 Tipos de configuraciones para el pretensado

Barra

de

pret

ensa

do (t

íp.)

Eq. Eq. Eq. Eq. Eq.

Placa de apoyo

Laminaciones

Eje mayor del puente

Angulo de oblicuidad

Placa de anclaje deacero rectangular

Canaleta continuade acero

Barras de pretensado

Tuerca

Placa de apoyo deacero rectangular

Barra de pretensado

Canaleta continuade acero

Tuerca

Barra de pretensadoPlaca de apoyo de

acero rectangular

Tuerca

Placa de anclaje deacero rectangular

C. CONFIGURACIÓN DE UN ANCLAJE CON PLACA DE ANCLAJE

A. CONFIGURACIÓN DE UN ANCLAJE CON DISTRIBUIDOR EXTERNO EN FORMA DE CANALETA CONTINUA

B. CONFIGURACIÓN DE UN ANCLAJE CON DISTRIBUIDOR EN FORMA DE CANALETA


Sólo se deben utilizar placas de apoyo de acero aisladas en los tableros de madera dura o, si se proveen como mínimo dos laminaciones de madera dura, en los bordes exteriores del tablero.

Se requieren distribuidores de la fuerza de pretensado continuos y de acero o bien laminaciones de madera dura, ya que estos elementos mejoran el comportamiento en obra. Las placas de apoyo de acero aisladas que se han utilizado en tableros de madera blanda han provocado el aplastamiento de la madera, aumentado considerablemente las pérdidas de pretensado y haciendo que los tableros sean pobres desde el punto de vista estético.

9.9.5.6.2 Materiales de Pretensado Los materiales utilizados para realizar el pretensado

deberán satisfacer los requisitos del Artículo 5.4.

C9.9.5.6.2 En todos los tableros de madera pretensada construidos

hasta la fecha se han utilizado barras de alta resistencia como elementos de pretensado. Teóricamente, cualquier sistema de pretensado que pueda ser adecuadamente protegido contra la corrosión sería aceptable.

9.9.5.6.3 Requisitos de Diseño La relación acero-madera, Rsw, deberá satisfacer la

siguiente condición:

0,0016ssw

ARsh

(9.9.5.6.3-1)

donde:

s = separación de los elementos de pretensado (mm) h = profundidad del tablero (mm) As = área de las barras o cables de acero (mm2)

La fuerza de pretensado por cada elemento de

pretensado, en N, se deberá determinar como:

0,70ptP hs (9.9.5.6.3-2) El área de apoyo efectiva, AB, sobre la madera

directamente debajo del distribuidor de la fuerza de pretensado del anclaje debida al pretensado se deberá determinar considerando la rigidez relativa del tablero de madera y el distribuidor de acero. El distribuidor de la fuerza de pretensado deberá satisfacer la siguiente condición:

C9.9.5.6.3

La intención de la limitación impuesta a la relación entre las áreas de acero y madera es reducir las pérdidas de pretensado debidas a la relajación que provocan la fluencia lenta de la madera y el acero así como los cambios dimensionales provocados por las variaciones del contenido de humedad de la madera. Las pérdidas de pretensado son muy sensibles a esta relación, y en la mayoría de las estructuras existentes esta relación es menor que 0,0016. Con una relación pequeña (por ejemplo comprendida entre 0,0012 y 0,0014), un contenido de humedad inicial menor que 19 por ciento y un adecuado tratamiento conservante se lograrán niveles de pretensado a largo plazo más elevados.

La tensión de compresión de diseño promedio representa la presión uniforme que se logra lejos del distribuidor de la fuerza de pretensado. La limitación impuesta a la tensión de compresión correspondiente al máximo pretensado minimiza la deformación permanente de la madera. Aumentar la tensión de compresión inicial más allá de estos niveles no aumenta significativamente la tensión de compresión final una vez que han ocurrido todas las pérdidas.

La Ecuación 2 se basa en considerar una tensión de compresión uniforme de 0,7 MPa entre las laminaciones debida al pretensado. Para el análisis estructural se puede asumir una tensión de compresión neta de 0,28 MPa luego de todas las pérdidas.

La relajación del sistema de pretensado es un fenómeno dependiente del tiempo, y numerosos trabajos de investigación y experiencias recabadas de una gran cantidad de estructuras in situ indican que es necesario tesar el sistema nuevamente luego del tesado inicial a fin de contrarrestar los efectos de la relajación a largo plazo. La secuencia de tesado óptima sería la siguiente:


BU B ptP FA P (9.9.5.6.3-3)

donde: PBU = resistencia a la compresión mayorada de la madera

debajo del distribuidor de la fuerza de pretensado (N)

= factor de resistencia para compresión perpendicular

al grano de la madera como se especifica en el Artículo 8.5.2.2

F = como se especifica en la Tabla 1

Tesar hasta el nivel de diseño total en el momento de la construcción;

Tesar nuevamente hasta el nivel de diseño total no menos de una semana después del tesado inicial; y

Tesar nuevamente hasta el nivel de diseño total no menos de cuatro semanas después del segundo tesado.

Luego del primer retesado, aumentando el intervalo

hasta el segundo retesado se mejora la retención del tesado a largo plazo. Los retesados posteriores disminuirán aún más los efectos de las pérdidas por fluencia lenta a largo plazo y mejorarán la retensión del tesado.

Tabla 9.9.5.6.3-1 Valores de F para los tableros de madera pretensada

ESPECIE F (MPa)

Abeto Douglas-Alerce (Douglas Fir Larch) 2,93

Abeto Hemlock (Hemlock Fir) 1,90

SPF (Spruce-Pine-Fir) 1,90

Maderas Blandas Orientales (Eastern Softwoods) 1,55

Pino del Sur Mixto (Mixed Southern Pine) 2,59

Pino del Sur (Southern Pine) 2,59

SPF del Sur (Spruce-Pine-Fir-South) 1,55

Roble Rojo del Norte (Northern Red Oak) 4,14

Maple Rojo (Red Maple) 2,76

Roble Rojo (Red Oak) 3,79

Álamo Amarillo (Yellow Poplar) 1,90

9.9.5.6.4 Protección contra la Corrosión Los elementos del sistema de pretensado se deberán

proteger mediante encapsulado y/o recubrimientos superficiales. Las vainas protectoras deberán ser capaces de soportar una variación como mínimo igual al 10 por ciento de su longitud durante el tesado sin sufrir daños.

C9.9.5.6.4 En la Figura C1 se ilustran los elementos de un sistema

de protección adecuado.


Figura C9.9.5.6.4-1 Elementos del sistema de protec-ción contra la corrosión

9.9.5.6.5 Barandas Las barandas no se deberán fijar directamente a

ninguno de los elementos de pretensado ni a los distribuidores de la fuerza de pretensado. El tablero no deberá ser penetrado a una distancia menor que 150 mm a partir de un elemento de pretensado.

C9.9.5.6.5 Fijar los elementos de los cordones y barandas

directamente a un elemento del sistema de pretensado aumenta el riesgo de falla en caso de impacto de un vehículo.

9.9.6 Tableros de Madera Laminada y Clavada 9.9.6.1 Requisitos Generales

Los tableros de madera laminada y clavada deberán

consistir en una serie de laminaciones de madera que se colocan canto contra canto entre apoyos y se clavan entre sí en su cara ancha utilizando clavos deformados de longitud suficiente para penetrar completamente cuatro laminaciones. Los clavos se deberán colocar en orificios guía perforados a través de pares de laminaciones en cada extremo y a intervalos no mayores que 300 mm en un patrón alternante cerca de la parte superior e inferior de las laminaciones, tal como se ilustra en la Figura 1.

Las laminaciones no se deberán empalmar a tope en sus longitudes no apoyadas.

C9.9.6.1 El uso de tableros de madera laminada y clavada se

debería limitar a caminos secundarios en los cuales el volumen de camiones es bajo, por ejemplo valores de ADTT significativamente menores que 100 camiones por día.

Hasta la fecha la mayor parte de los tableros de este tipo se han construido usando laminaciones de 75 a 100 mm de espesor. Las laminaciones se pueden armar in situ o bien prefabricar en forma de paneles.

Los detalles de diseño especificados para la disposición

de las laminaciones y los clavos se basan en las prácticas actuales. Es importante que los orificios guía para los

Placa de anclaje

Tubo protector

Barra de pretensado

Mínimo dos aros "O" de neopreno de 6,4 mm de espesor

La conexión deslizante secierra durante el tesado

Tubo protector

Tubo protector llenadocon pasta no fraguante

Arandelas de neopreno

Tubería de acero pesado sin costura,mínimo espesor de pared = 7,9 mmsoldado a la placa de anclajeen todo su perímetro

Arandela galvanizada

Mín. longitud del acople


Figura 9.9.6.1-1 Disposición de los clavos en un tablero laminado

clavos ajusten fuertemente para asegurar una correcta transferencia de cargas entre las laminaciones y minimizar los movimientos mecánicos.

9.9.6.2 Retenidas del Tablero Las retenidas del tablero deberán ser como se

especifica en el Artículo 9.9.4.2.

9.9.6.3 Tableros Formados por Paneles Se puede asumir que los anchos de distribución para los

paneles de madera laminada y clavada interconectados entre sí son iguales que para los tableros continuos, tal como se especifica en el Artículo 4.

Los paneles se pueden interconectar mediante sujetadores mecánicos, lengüetas, clavijas o vigas rigidizadoras para transferir corte entre los paneles. Si se utilizan vigas rigidizadoras se deberán aplicar los requisitos del Artículo 9.9.4.3.

C9.9.6.3 El uso de tableros no interconectados se debería limitar

a caminos secundarios y rurales. Es importante proveer una interconexión efectiva entre

los paneles para poder asegurar la correcta transferencia de carga. Se recomienda utilizar vigas rigidizadoras, comparables a las especificadas para los paneles de madera laminada y encolada. El uso de una viga rigidizadora adecuada permite que la serviciabilidad del tablero de madera laminada y clavada se aproxime a la de las construcciones con paneles de madera laminada y encolada.

Es posible que con el tiempo el tablero comience a deslaminarse en la proximidad de las uniones entre los bordes de los paneles. Para evaluar tableros existentes formados por paneles no interconectados y tableros interconectados en los cuales la interconexión ha perdido efectividad se deben utilizar los requisitos sobre

Dirección del tráfico

Laminaciones de 100 mm de espesor nominal

"A""B""B""A""A"

8 a 10 clavos x 380 mm (Típ.)

150 mm(Típ.) 300 mm (Típ.)

Laminaciones "A"

Laminaciones "B"

VISTA LATERAL DE LA DISPOSICIÓNDE LOS CLAVOS EN LAS LAMINACIONES

DISPOSICIÓN DE LAS LAMINACIONES


distribución de cargas indicados para el caso de paneles no interconectados.

9.9.7 Tableros Formados por Tablones 9.9.7.1 Requisitos Generales

Los tableros formados por tablones deberán consistir en

una serie de tablones de madera dispuestos de forma plana sobre apoyos. Las uniones a tope se deberán realizar sobre los apoyos y deberán estar alternadas como mínimo 900 mm entre tablones adyacentes.

C9.9.7.1 Estos tipos de tableros se han utilizado en caminos con

bajos volúmenes de tráfico y en los cuales el tránsito de vehículos pesados es escaso o nulo. Sin embargo, estos tableros no proveen ningún tipo de protección contra la humedad a los elementos de apoyo, no aceptan ni retienen fácilmente una superficie de rodamiento bituminosa y generalmente requieren mantenimiento continuo si son utilizados por vehículos pesados.

El uso de estos tableros se debería limitar a caminos en los cuales no hay tránsito de vehículos pesados o cuando la superficie de rodamiento es monitoreada y mantenida de forma continua.

9.9.7.2 Retenidas del Tablero

Si se colocan sobre vigas de madera, cada tablón se

deberá a clavar a cada apoyo utilizando dos clavos con una longitud mínima igual a dos veces el espesor de los tablones.

Si se colocan sobre vigas de acero, los tablones se deberán abulonar a las vigas o clavar a fajas de clavado de madera. Estas fajas deberán tener como mínimo 100 mm de espesor y su ancho deberá ser mayor que el ancho del ala de la viga. Las fajas de clavado se deberían asegurar mediante bulones A 307 de al menos 16 mm de diámetro colocados en todas las almas, separados no más de 1200 mm y a una distancia no mayor que 450 mm de los extremos de las fajas.

9.9.8 Superficies de Rodamiento sobre Tableros de Madera


Las superficies de rodamiento deberán ser de naturaleza

continua. Excepto en el caso de los tablones de madera, no se deberán utilizar clavos para sujetar la superficie de rodamiento al tablero.

C9.9.8.1 Para los tableros de madera se recomienda utilizar

superficies de rodamiento bituminosas. La superficie del tablero de madera debe estar limpia y

libre de aceites para mejorar la adherencia e impedir la exudación del tratamiento conservante a través de la superficie de rodamiento. La exudación excesiva del tratamiento puede reducir severamente la adherencia. Los planos y especificaciones técnicas deben establecer claramente que el material del tablero se debe tratar utilizando el proceso de células vacías, seguido por un baño de expansión o aplicación de vapor.


9.9.8.2 Asfalto Mezclado en Planta Antes de aplicar una superficie de rodamiento asfáltica

sobre un tablero de madera se deberá aplicar una capa ligante aprobada. La capa ligante se puede omitir si se utiliza un tejido geotextil, con sujeción a las recomendaciones del fabricante.

Siempre que sea posible se deberá proveer una conexión positiva entre el tablero de madera y la superficie de rodamiento. Esta conexión se puede proveer de forma mecánica o por medio de un tejido geotextil.

El asfalto debe tener una profundidad mínima compactada de 50 mm. Si el tablero de madera no tiene pendiente transversal, la superficie de rodamiento deberá proveer como mínimo una pendiente transversal del uno por ciento.

C9.9.8.2 La aplicación de una capa ligante mejora

sustancialmente la adherencia de las superficies de rodamiento asfálticas.

Debido a que las superficies de las laminaciones individuales y los tableros de madera laminada y encolada son muy lisas, es aconsejable proporcionar esta conexión positiva a fin de asegurar un comportamiento adecuado. El uso de tejidos geotextiles impregnados con material asfáltico ha resultado exitoso utilizando sólo una capa ligante y ninguna armadura entre el tablero y el asfalto.

9.9.8.3 Sellado con Gravilla o "Chip Seal" Si se utiliza una superficie de rodamiento sellada con

gravilla sobre un tablero de madera se deberán proveer como mínimo dos capas.

C9.9.8.3 En los tableros laminados pueden haber laminaciones

desfasadas que crean irregularidades sobre la superficie, por lo cual será necesario proveer una superficie de rodamiento cuya profundidad sea adecuada para proteger el tablero de madera. Las superficies de rodamiento selladas con gravilla se han utilizado exitosamente en tableros de madera laminada y tesada gracias a que su comportamiento se aproxima al de una losa maciza.


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11-i

SECCIÓN 11 (SI) - ESTRIBOS, PILAS Y MUROS DE SOSTENIMIENTO


11.2 DEFINICIONES ...................................................................................................................................... 11-1

11.3 SIMBOLOGÍA ......................................................................................................................................... 11-3

11.3.1 Simbología General ....................................................................................................................... 11-3

11.4 PROPIEDADES DEL SUELO Y MATERIALES ................................................................................. 11-7

11.4.1 Requisitos Generales ..................................................................................................................... 11-7

11.4.2 Determinación de las Propiedades del Suelo ................................................................................. 11-7

11.5 ESTADOS LÍMITES Y FACTORES DE RESISTENCIA ..................................................................... 11-7


11.5.2 Estados Límites de Servicio .......................................................................................................... 11-8

11.5.3 Estado Límite de Resistencia ........................................................................................................ 11-9

11.5.4 Resistencia Requerida ................................................................................................................... 11-10

11.5.5 Combinaciones de Cargas y Factores de Carga ............................................................................. 11-10

11.5.6 Factores de Resistencia .................................................................................................................. 11-12

11.5.7 Estado Límite Correspondiente a Evento Extremo ........................................................................ 11-14

11.6 ESTRIBOS Y MUROS DE SOSTENIMIENTO CONVENCIONALES ............................................... 11-14

11.6.1 Consideraciones Generales ........................................................................................................... 11-14

11.6.1.1 Requisitos Generales ............................................................................................................. 11-14

11.6.1.2 Cargas .................................................................................................................................... 11-15

11.6.1.3 Estribos Integrales ................................................................................................................. 11-16

11.6.1.4 Muros de Ala ......................................................................................................................... 11-16

11.6.1.5 Armadura ............................................................................................................................... 11-16

11.6.1.5.1 Estribos y Muros de Sostenimiento Convencionales ..................................................... 11-16

11.6.1.5.2 Muros de Ala ................................................................................................................. 11-17

11.6.1.6 Juntas de Expansión y Contracción........................................................................................ 11-17

11.6.2 Movimiento y Estabilidad en el Estado Límite de Servicio .......................................................... 11-17

11.6.2.1 Estribos................................................................................................................................... 11-17

11.6.2.2 Muros de Sostenimiento Convencionales ............................................................................. 11-17

11.6.2.3 Estabilidad Global .................................................................................................................. 11-17

11.6.3 Capacidad de Carga y Estabilidad en el Estado Límite de Resistencia ......................................... 11-18

11.6.3.1 Requisitos Generales ............................................................................................................. 11-18

11.6.3.2 Capacidad de Carga ............................................................................................................... 11-18

11.6.3.3 Vuelco .................................................................................................................................... 11-21

11-ii

11.6.3.4 Erosión Subsuperficial .......................................................................................................... 11-21

11.6.3.5 Resistencia Pasiva ................................................................................................................. 11-22

11.6.3.6 Resbalamiento ....................................................................................................................... 11-22

11.6.4 Seguridad contra las Fallas Estructurales ...................................................................................... 11-22

11.6.5 Diseño Sismorresistente ................................................................................................................ 11-22

11.6.6 Drenaje .......................................................................................................................................... 11-24

11.7 PILAS DE PUENTE ................................................................................................................................ 11-24

11.7.1 Solicitaciones en las Pilas de Puente ............................................................................................. 11-24

11.7.2 Protección de las Pilas ................................................................................................................... 11-24

11.7.2.1 Colisiones ............................................................................................................................... 11-24

11.7.2.2 Muros Parachoque.................................................................................................................. 11-24

11.7.2.3 Socavación ............................................................................................................................. 11-25

11.7.2.4 Revestimiento del Borde de Ataque ...................................................................................... 11-25

11.8 MUROS TIPO PANTALLA .................................................................................................................... 11-25


11.8.2 Cargas ............................................................................................................................................ 11-25


11.8.3.1 Movimiento ........................................................................................................................... 11-25

11.8.3.2 Estabilidad Global ................................................................................................................. 11-25

11.8.4 Seguridad contra las Fallas del Suelo en el Estado Límite de Resistencia .................................... 11-26


11.8.5 Seguridad contra las Fallas Estructurales ...................................................................................... 11-27

11.8.5.1 Elementos Verticales del Muro .............................................................................................. 11-27

11.8.5.2 Revestimiento......................................................................................................................... 11-28

11.8.6 Diseño Sismorresistente ................................................................................................................ 11-29

11.8.7 Protección contra la Corrosión ...................................................................................................... 11-29

11.8.8 Drenaje .......................................................................................................................................... 11-29

11.9 MUROS ANCLADOS ............................................................................................................................. 11-30


11.9.2 Cargas ............................................................................................................................................ 11-31


11.9.3.1 Movimiento ........................................................................................................................... 11-31


11.9.4 Seguridad contra las Fallas del Suelo ............................................................................................ 11-33

11.9.4.1 Capacidad de Carga ............................................................................................................... 11-33

11.9.4.2 Capacidad contra el Arrancamiento de los Anclajes ............................................................. 11-33

11-iii

11.9.4.3 Resistencia Pasiva ................................................................................................................. 11-38

11.9.5 Seguridad contra las Fallas Estructurales ..................................................................................... 11-38

11.9.5.1 Anclajes.................................................................................................................................. 11-38

11.9.5.2 Elementos Verticales del Muro ............................................................................................. 11-40

11.9.5.3 Revestimiento ........................................................................................................................ 11-40

11.9.6 Diseño Sismorresistente ............................................................................................................... 11-40

11.9.7 Protección contra la Corrosión ..................................................................................................... 11-40

11.9.8 Construcción e Instalación ........................................................................................................... 11-40

11.9.8.1 Tesado y Ensayo de los Anclajes ........................................................................................... 11-40

11.9.9 Drenaje .......................................................................................................................................... 11-41

11.10 MUROS DE TIERRA ESTABILIZADA MECÁNICAMENTE ............................................................ 11-42

11.10.1 Requisitos Generales .................................................................................................................. 11-42

11.10.2 Dimensiones de las Estructuras .................................................................................................. 11-43

11.10.2.1 Mínima Longitud de los Refuerzos ..................................................................................... 11-45

11.10.2.2 Mínima Profundidad Embebida de la Cara Frontal ............................................................. 11-46

11.10.2.3 Revestimiento....................................................................................................................... 11-47

11.10.2.3.1 Revestimientos Rígidos de Hormigón, Acero y Madera ............................................. 11-47

11.10.2.3.2 Revestimientos Flexibles ............................................................................................ 11-48

11.10.2.3.3 Corrosión en los Revestimientos de los Muros de Tierra

Estabilizada Mecánicamente ........................................................................................ 11-48

11.10.3 Cargas ......................................................................................................................................... 11-49

11.10.4 Movimiento y Estabilidad en el Estado Límite de Servicio ....................................................... 11-49

11.10.4.1 Asentamiento ....................................................................................................................... 11-49

11.10.4.2 Desplazamiento Lateral ....................................................................................................... 11-50

11.10.4.3 Estabilidad Global ............................................................................................................... 11-51

11.10.5 Seguridad contra las Fallas del Suelo (Estabilidad Externa) ..................................................... 11-51

11.10.5.1 Requisitos Generales .......................................................................................................... 11-51

11.10.5.2 Cargas................................................................................................................................... 11-52

11.10.5.3 Resbalamiento ..................................................................................................................... 11-53

11.10.5.4 Capacidad de Carga ............................................................................................................. 11-53

11.10.5.5 Vuelco ................................................................................................................................. 11-54

11.10.6 Seguridad contra las Fallas Estructurales (Estabilidad Interna) ................................................ 11-54

11.10.6.1 Requisitos Generales .......................................................................................................... 11-54

11.10.6.2 Cargas................................................................................................................................... 11-54

11.10.6.2.1 Máximas Cargas en los Refuerzos .............................................................................. 11-55

11.10.6.2.2 Cargas en los Refuerzos en la Conexión con la Cara del Muro ................................... 11-58

11-iv

11.10.6.3 Arrancamiento de los Refuerzos del Suelo .......................................................................... 11-58

11.10.6.3.1 Límite entre la Zona Activa y la Zona Resistente ....................................................... 11-58

11.10.6.3.2 Diseño contra el Arrancamiento de los Refuerzos ...................................................... 11-60

11.10.6.4 Resistencia de los Refuerzos ............................................................................................... 11-62

11.10.6.4.1 Requisitos Generales .................................................................................................. 11-62

11.10.6.4.2 Consideraciones Relacionadas con la Vida de Diseño ................................................ 11-64

11.10.6.4.2a Refuerzos de Acero .............................................................................................. 11-64

11.10.6.4.2b Refuerzos Geosintéticos ....................................................................................... 11-66

11.10.6.4.3 Resistencia a la Tracción de Diseño ........................................................................... 11-68



11.10.6.4.4 Resistencia de Diseño de las Conexiones de los Refuerzos al Revestimiento ............. 11-70



11.10.7 Diseño Sismorresistente ............................................................................................................ 11-74

11.10.7.1 Estabilidad Externa ............................................................................................................. 11-74

11.10.7.2 Estabilidad Interna .............................................................................................................. 11-76

11.10.7.3 Conexión de los Refuerzos al Revestimiento ....................................................................... 11-80

11.10.8 Drenaje ....................................................................................................................................... 11-82

11.10.9 Erosión Subsuperficial ................................................................................................................ 11-82

11.10.10 Condiciones de Carga Especiales .............................................................................................. 11-82

11.10.10.1 Cargas Permanentes Concentradas .................................................................................... 11-82

11.10.10.2 Cargas Debidas al Tráfico y Barreras ................................................................................ 11-84

11.10.10.3 Presiones Hidrostáticas ...................................................................................................... 11-85

11.10.10.4 Obstrucciones en la Zona de Suelo Reforzado .................................................................. 11-86

11.10.11 Estribos sobre Muros de Tierra Estabilizada Mecánicamente.................................................... 11-87

11.11 MUROS MODULARES PREFABRICADOS ........................................................................................ 11-89

11.11.1 Requisitos Generales .................................................................................................................. 11-89

11.11.2 Cargas ........................................................................................................................................ 11-90

11.11.3 Movimiento en el Estado Límite de Servicio ............................................................................. 11-90

11.11.4 Seguridad contra las Fallas del Suelo ......................................................................................... 11-90

11.11.4.1 Requisitos Generales ......................................................................................................... 11-90

11.11.4.2 Resbalamiento ................................................................................................................... 11-91

11.11.4.3 Capacidad de Carga ............................................................................................................ 11-91

11.11.4.4 Vuelco ................................................................................................................................ 11-91

11.11.4.5 Erosión Subsuperficial ....................................................................................................... 11-92

11-v

11.11.4.6 Estabilidad Global ............................................................................................................. 11-92

11.11.4.7 Resistencia Pasiva y Resbalamiento.................................................................................... 11-92

11.11.5 Seguridad contra las Fallas Estructurales ................................................................................... 11-92

11.11.5.1 Módulos ............................................................................................................................. 11-92

11.11.6 Diseño Sismorresistente ............................................................................................................. 11-93

11.11.7 Estribos ....................................................................................................................................... 11-93

11.11.8 Drenaje ....................................................................................................................................... 11-93

A11.1 CONSIDERACIONES GENERALES ................................................................................................... 11-99

A11.1.1 Estribos Independientes (Autoestables) ..................................................................................... 11-99

A11.1.1.1 Análisis de Mononobe-Okabe ........................................................................................... 11-99

A11.1.1.2 Diseño para Desplazamiento ............................................................................................. 11-104

A11.1.1.3 Estribos Restringidos contra el Movimiento Lateral ......................................................... 11-109

A11.1.2 Estribos Monolíticos .................................................................................................................. 11- 109

SECCIÓN 1 (SI)

ESTRIBOS, PILAS Y MUROS DE SOSTENIMIENTO

11.1 CAMPO DE APLICACIÓN Esta sección contiene requisitos para el diseño de

estribos y muros de sostenimiento. Contiene requisitos para muros de sostenimiento convencionales, muros tipo pantalla, muros anclados, muros de tierra estabilizada mecánicamente y muros modulares prefabricados.

11.2 DEFINICIONES

Estribo Estructura que soporta el extremo de un tramo de puente y proporciona apoyo lateral para el material de relleno sobre cual descansa el camino inmediatamente adyacente al puente. En la práctica se pueden utilizar diferentes tipos de estribos, incluyendo:

Estribo Corto Los estribos cortos están ubicados en o cerca de la parte superior de los rellenos utilizados como

acceso al puente; la profundidad del muro de retención encima del asiento del puente es suficiente para acomodar la profundidad de la estructura y los apoyos que descansan sobre el asiento.

Estribo de Profundidad Parcial Los estribos de profundidad parcial están ubicados aproximadamente a la mitad

de la profundidad de la pendiente frontal del terraplén de acceso. Su muro de retención encima del asiento y muros de ala de mayores dimensiones pueden retener material de relleno, o bien la pendiente del terraplén puede continuar detrás del muro de retención encima del asiento del puente. En este último caso debe haber una losa de acceso estructural o el diseño del tramo final debe cubrir el espacio sobre la pendiente del relleno y se deben proveer muros de cortina para cerrar el espacio abierto. Para este tipo de estructura se debe prever que sea posible realizar inspecciones.

Estribo de Profundidad Total Los estribos de profundidad total están ubicados aproximadamente en el frente de la

base del terraplén de acceso, restringiendo la abertura debajo de la estructura.

Estribo Integral Los estribos integrales están rígidamente unidos a la superestructura y son soportados por zapatas o fundaciones profundas capaces de permitir los movimientos horizontales necesarios.

Muro Anclado Estructura de sostenimiento típicamente compuesta por los mismos elementos que los muros tipo pantalla y que derivan resistencia lateral adicional de una o más filas de anclajes. Muro de Tierra Estabilizada Mecánicamente Estructura de sostenimiento en la cual en la masa de suelo se utilizan refuerzos metálicos o poliméricos ya sea en forma de faja o en forma de grilla junto con un sistema de revestimiento que puede ser vertical o prácticamente vertical. Muro Tipo Pantalla Estructura de sostenimiento cuya resistencia lateral se deriva del empotramiento de elementos tipo muro verticales en voladizo y un sistema de revestimiento. Los elementos tipo muro verticales en voladizo pueden consistir en elementos discretos (por ejemplo, pilotes hincados o pilotes perforados unidos por un muro de revestimiento estructural (por ejemplo tablestacas, paneles u hormigón proyectado). Alternativamente los elementos verticales y el muro de revestimiento pueden ser continuos (por ejemplo tablestacado, paneles de muro tipo diafragma, o pantallas de pilotes hincados o perforados tangentes).


Pila Parte de la estructura de un puente que provee un apoyo intermedio para la superestructura. Se pueden utilizar diferentes tipos de pilas, incluyendo:

Pilas Tipo Muro Macizo Las pilas tipo muro macizo se diseñan como si se tratara de columnas para las fuerzas y

momentos que actúan respecto del eje débil y como si se tratara de pilares para las fuerzas y solicitaciones que actúan respecto del eje resistente. Estas pilas pueden tener su extremo superior articulado, empotrado o libre, pero habitualmente están empotradas en la base. Sin embargo, muchas veces las pilas cortas y robustas se articulan en la base para eliminar los elevados momentos que se desarrollarían por causa del empotramiento. Anteriormente los diseños más macizos eran considerados pilas de gravedad.

Pilas de Doble Muro Las pilas de doble muro consisten en dos muros independientes separados en la dirección

del tráfico para proveer apoyo en el intradós continuo de las secciones de superestructura tipo cajón. Estos muros son integrales con la superestructura y también se deben diseñar para los momentos de la superestructura que se desarrollan debido a las sobrecargas y condiciones de montaje.

Pilas Tipo Caballete Las pilas tipo caballete consisten en dos o más columnas de secciones transversales macizas

separadas transversalmente. Estas pilas se diseñan considerando acción de pórtico para las fuerzas que actúan respecto del eje resistente. En general estas pilas están empotradas en la base y no son integrales ni con la superestructura ni con un cabezal en la parte superior. Las columnas pueden estar soportadas por una zapata ensanchada o una zapata sobre pilotes; también pueden ser prolongaciones de los pilotes por encima del nivel del terreno.

Pilas de Una Sola Columna Las pilas de una sola columna, también conocidas como pilas " T" o pilas "tipo martillo," generalmente son soportadas en su base por una zapata ensanchada, una zapata sobre pilotes perforados o una zapata sobre pilotes hincados, y puede ser integral con la superestructura o bien proveerle a la estructura un apoyo independiente. Su sección transversal puede tener diferentes formas y la columna puede ser prismática o acampanada ya sea para formar el cabezal o para mejorar la unión con la sección transversal de la superestructura. Este tipo de pila permite evitar las complejidades de los apoyos oblicuos si se construyen de forma que sean integrales con la superestructura, y su apariencia reduce la masividad que muchas veces presentan otros tipos de estructuras.

Pilas Tubulares Sección de núcleo hueco que puede ser de acero, hormigón armado u hormigón pretensado. Su sección transversal le permite soportar las fuerzas y momentos que actúan sobre los elementos. Debido a su vulnerabilidad frente a las cargas laterales, el espesor de pared de las pilas tubulares deberá ser suficiente para soportar las fuerzas y momentos para todas las situaciones de carga que corresponda. Las pilas de configuración prismática se pueden prefabricar por secciones o pretensar a una vez que ya están instaladas.

Muro Modular Prefabricado Estructura de sostenimiento que utiliza módulos de madera, hormigón armado o acero o bien cajones de acero o madera rellenos de suelo para resistir los empujes del suelo. Estos muros actúan como muros de sostenimiento de gravedad. Muros de Sostenimiento de Gravedad y Semigravedad (Muros de Sostenimiento Rígidos Convencionales) Estructuras que proveen apoyo lateral para una masa de suelo y que deben su estabilidad fundamentalmente a su peso propio y al peso del suelo ubicado directamente sobre su base.

En la práctica se pueden utilizar diferentes tipos de muros de sostenimiento de gravedad y semigravedad. Estos incluyen:

Un muro de gravedad es un muro cuya estabilidad depende exclusivamente del peso de la mampostería de ladrillos

u hormigón y de cualquier suelo ubicado directamente sobre la mampostería. Apenas se coloca una cuantía nominal de acero cerca de las caras expuestas para evitar la fisuración superficial provocada por los cambios de temperatura.

SECCIÓN 11 (SI) - ESTRIBOS, PILAS Y MUROS DE SOSTENIMIENTO 11-3

Un muro de semigravedad es un poco más esbelto que un muro de gravedad; este tipo de muro requiere armadura en forma de barras verticales a lo largo de la cara interna y barras de armadura que se continúen hacia la fundación. En los muros de semigravedad también se debe disponer armadura de temperatura cerca de las caras expuestas.

Un muro en voladizo consiste en un alma de hormigón y una losa base de hormigón, siendo ambos elementos

relativamente esbeltos y totalmente armados para resistir los momentos y cortes a los cuales están sujetos.

Un muro con contrafuertes consiste en una delgada losa de hormigón (generalmente vertical) que sirve como paramento, soportada del lado interno mediante losas o contrafuertes verticales que forman ángulos rectos respecto del paramento. Tanto el paramento como los contrafuertes están conectados a una losa de base, y el espacio por encima de la losa de base y entre los contrafuertes se rellena con suelo. Todas las losas están totalmente armadas.

11.3 SIMBOLOGÍA 11.3.1 Simbología General A = máximo coeficiente de aceleración sísmica (adimensional) (C11.8.6)

Ac = área de la sección transversal de una unidad utilizada como refuerzo (mm2) (11.10.6.4.1)

Am = máximo coeficiente de aceleración del muro en el baricentro (11.10.7.1)

B = ancho de la base del muro (mm) (11.10.2)

b = ancho unitario del refuerzo; ancho del módulo tipo cajón (mm) (11.10.6.4.1) (11.11.5.1)

bf = ancho de la carga aplicada en la zapata (mm) (11.10.10.2)

C = factor global que considera la geometría del área superficial de los refuerzos (adimensional) (11.10.6.3.2)

CRcr = factor de reducción de la resistencia de la conexión a largo plazo que considera la reducción de la resistencia última atribuible a la conexión (adimensional) (11.10.6.4.4b)

CRu = factor de reducción de la resistencia de la conexión a corto plazo que considera la reducción de la resistencia última atribuible a la conexión (adimensional) (11.10.6.4.4b)

Cu = coeficiente de uniformidad (adimensional) (11.10.6.3.2)

D = profundidad embebida de diseño del elemento vertical (mm); diámetro de la barra o alambre (mm) (11.10.6.3.2) (C11.8.4.1)

D* = diámetro de la barra o alambre corregido para considerar las pérdidas por corrosión (mm) (11.10.6.4.1)

D0 = profundidad embebida para la cual el empuje pasivo neto es suficiente para proveer equilibrio de momentos (mm) (C11.8.4.1)

D60/D10 = coeficiente de uniformidad del suelo, definido como la relación entre el tamaño de partícula del suelo que es 60 por ciento más fino que el tamaño de partícula del suelo que es 10 por ciento más fino (adimensional) (11.10.6.3.2)

d = diámetro del orificio perforado para el anclaje; desplazamiento lateral del muro (mm); relleno sobre el muro (mm) (C11.6.5) (11.9.4.2) (11.10.8)

Ec = espesor de los refuerzos metálicos al final de la vida de servicio (mm) (11.10.6.4.1)

En = espesor nominal de los refuerzos de acero en el momento de la construcción (mm) (11.10.6.4.2a)

Es = espesor de metal sacrificable que se anticipa se perderá por corrosión uniforme durante la vida de servicio (mm) (11.10.6.4.2a)

EAE = fuerza activa total estática y sísmica (N/mm) (A11.1.1.1)

EPE = fuerza pasiva total estática y sísmica (N/mm) (A11.1.1.1)


e = excentricidad de la carga a partir de la línea de centro de la fundación (mm) (11.10.8)

FT = fuerza resultante del empuje activo lateral del suelo (N/mm) (11.6.3.2)

Fy = mínima tensión de fluencia del acero (MPa) (11.10.6.4.3a)

F* = factor de fricción para el arrancamiento de los refuerzos (adimensional) (11.10.6.3.2)

g = aceleración de la gravedad (m/sec2) (11.9.3.1)

Gu = distancia al centro de gravedad de un bloque de hormigón del revestimiento construido por segmentos, incluyendo el relleno con agregados, medida a partir del frente de la unidad (mm) (11.10.6.4.4b)

H = altura del muro (mm) (11.9.1)

Hh = altura del revestimiento por segmentos que contribuye al esfuerzo normal (mm) (11.10.6.4.4b)

Hu = altura de un bloque de hormigón del revestimiento construido por segmentos (11.10.6.4.4b)

H1 = altura equivalente del muro (mm) (11.10.6.3.1)

h = distancia vertical entre la superficie del terreno y la base del muro en la parte posterior del talón del muro (mm) (11.6.3.2)

hi = altura de la zona de suelo reforzado que contribuye carga horizontal a los refuerzos en el nivel i (mm) (11.10.6.2.1)

ib = pendiente de la base del revestimiento, descendente hacia el relleno (º) (11.10.6.4.4b)

ka = coeficiente de empuje activo del suelo (adimensional) (11.8.4.1)

kaf = coeficiente de empuje activo del suelo del relleno (adimensional) (11.10.5.2)

kh = coeficiente de aceleración sísmica horizontal (adimensional) (A11.1.1.1)

kv = coeficiente de aceleración sísmica vertical (adimensional) (A11.1.1.1)

kAE = coeficiente de empuje activo sísmico (adimensional) (A11.1.1.1)

kPE = coeficiente de empuje pasivo sísmico (adimensional) (A11.1.1.1)

kr = coeficiente de empuje activo horizontal del relleno reforzado (adimensional) (11.10.5.2.1)

L = separación entre elementos verticales o apoyos del revestimiento (mm); longitud de los elementos de refuerzo en un muro de tierra estabilizada mecánicamente y su fundación correspondiente (mm) (11.8.5.2) (11.10.2)

La = longitud de los refuerzos en la zona activa (mm) (11.10.2)

Lb = longitud de adherencia del anclaje (mm) (11.9.4.2)

Le = longitud de los refuerzos en la zona resistente (mm) (11.10.2)

Lei = longitud efectiva de los refuerzos para la capa i (mm) (11.10.7.2)

MARV = valor mínimo promedio del rollo (Minimum Average Roll Value) (11.10.6.4.3b)

Mmáx = máximo momento flector en el elemento vertical o revestimiento (N-mm o N-mm/mm) (11.8.5.2)

N = componente normal de la resultante sobre la base de la fundación (N/mm) (11.6.3.2)

PAE = empuje dinámico horizontal (N/mm) (11.10.7.1)

Pb = presión dentro del módulo tipo cajón (MPa) (11.10.5.1)

PH = fuerza lateral debida a la superestructura u otras cargas concentradas (N/mm) (11.10.11.1)

Pi = fuerza horizontal mayorada por mm de muro transmitida al refuerzo del suelo en el nivel i; fuerza inercial interna, debida al peso del relleno dentro de la zona activa (N/mm) (11.10.6.2.1) (11.10.7.2)

PIR = fuerza inercial horizontal (N/mm) (11.10.7.1)


Pir = fuerza inercial horizontal provocada por la aceleración del relleno reforzado (N/mm) (11.10.7.1)

Pis = fuerza inercial horizontal provocada por la aceleración de la sobrecarga de suelo inclinada (N/mm) (11.10.7.1)

Pr = resistencia última al arrancamiento de los refuerzos del suelo por unidad de ancho de los refuerzos (N/mm) (11.10.6.3.2)

Pv = carga sobre la zapata corrida (N/mm) (11.10.11.1)

P'v = carga sobre la zapata aislada rectangular o carga puntual (N) (11.10.11.1)

p = empuje lateral promedio, incluyendo el empuje del suelo, la sobrecarga y la presión hidrostática, que actúa sobre la sección del elemento de muro considerado (MPa) (11.9.5.2)

Qn = resistencia nominal (última) del anclaje (N) (11.9.4.2)

QR = resistencia mayorada del anclaje (N) (11.9.4.2)

qs = presión debida a la sobrecarga de suelo (MPa) (11.10.5.2)

qmáx = máximo empuje unitario del suelo sobre la base de la fundación (MPa) (11.6.3.2)

R = fuerza resultante en la base del muro (N/mm) (11.6.3.2)

RBH = relación de levantamiento de la base (C11.9.3.1)

Rc = relación de cobertura de los refuerzos (adimensional) (11.10.6.3.2)

Rn = resistencia nominal (N o N/mm) (11.5.4)

RR = resistencia mayorada (N o N/mm) (11.5.4)

RF = factor de reducción de la resistencia combinado que considera la potencial degradación a largo plazo originada por los daños durante la instalación, la fluencia lenta y el envejecimiento químico/biológico de los refuerzos geosintéticos (adimensional) (11.10.6.4.2b)

RFc = factor de reducción de la resistencia combinado que considera la degradación a largo plazo de la conexión entre el revestimiento y los refuerzos geosintéticos (adimensional) (11.10.6.4.4b)

RFCR = factor de reducción de la resistencia para evitar la rotura por fluencia lenta a largo plazo de los refuerzos (adimensional) (11.10.6.4.3b)

RFD = factor de reducción de la resistencia para evitar la rotura de los refuerzos debido a la degradación química y biológica (adimensional) (11.10.6.4.3b)

RFID = factor de reducción de la resistencia que considera los daños de los refuerzos durante la instalación (adimensional) (11.10.6.4.3b)

Sh = separación horizontal de los refuerzos (mm) (11.10.6.3.2)

St = separación entre elementos transversales de la grilla (mm) (11.10.6.3.2)

Su = resistencia al corte no drenada (MPa) (11.9.5.2)

Sv = separación vertical de los refuerzos (mm) (11.10.6.2.1)

Srs = resistencia última a la tracción de los refuerzos requerida para resistir la componente estática de la carga (N/mm) (11.10.7.2)

Srt = resistencia última a la tracción de los refuerzos requerida para resistir la componente dinámica de la carga (N/mm) (11.10.7.2)

Tac = resistencia nominal de diseño a largo plazo de la conexión refuerzo/revestimiento (N/mm) (11.10.6.4.1)

Tal = resistencia nominal de diseño a largo plazo de los refuerzos (N/mm) (11.10.6.4.1)

Tcrc = resistencia de la conexión, reducida para considerar la fluencia lenta, por unidad de ancho de los refuerzos determinada a partir de la envolvente de rotura por tensión en la vida de diseño especificada construida a partir


de una serie de ensayos de fluencia lenta de la conexión a largo plazo (N/mm) (11.10.6.4.4b)

Tlot = resistencia última a la tracción en muestra ancha por unidad de ancho de los refuerzos (ASTM D4595 o D6637) para el lote de material de los refuerzos utilizado para los ensayos de resistencia de la conexión (N/mm) (11.10.6.4.3b)

Tmd = fuerza de inercia dinámica incremental mayorada (N/mm) (11.10.7.2)

Túltcon = resistencia última de la conexión por unidad de ancho de los refuerzos (N/mm) (11.10.6.4.4b)

Túlt = resistencia última a la tracción de los refuerzos (N/mm) (11.10.6.4.3b)

Tmáx = carga aplicada a los refuerzos (N/mm) (11.10.6.2.1)

T0 = carga de tracción mayorada en la conexión refuerzo/revestimiento (N/mm) (11.10.6.2.2)

t = espesor de los elementos transversales (mm) (11.10.6.3.2)

Ttotal = carga total (estática y dinámica) sobre la capa de refuerzos por unidad de ancho de muro (N/mm) (11.10.7.2)

V1 = peso de suelo soportado por el talón del muro, excluyendo el peso de la sobrecarga de suelo (N/mm) (11.6.3.2)

V2 = peso de la sobrecarga de suelo directamente sobre el talón del muro (N/mm) (11.6.3.2)

Wu = ancho unitario de un revestimiento por segmentos (mm) (11.10.2.3.2)

W1 = peso del alma del muro (N/mm) (11.6.3.2)

W2 = peso de la zapata o base del muro (N/mm) (11.6.3.2)

x = separación entre elementos de apoyo vertical (11.9.5.2)

Z = profundidad debajo del coronamiento efectivo del muro o hasta los refuerzos (mm) (11.10.6.2.1)

Zp = profundidad de suelo en la capa de refuerzos al inicio de la zona resistente para el cálculo del arrancamiento (mm) (11.10.6.2.1)

= factor de corrección que considera el efecto de la escala (adimensional) (11.10.6.3.2)

= inclinación de la superficie del relleno detrás del muro (º) (11.5.5)

EQ = factor de carga correspondiente a carga sísmica indicado en la Sección 3.4.1 (adimensional) (11.6.5)

P = factor de carga correspondiente al empuje vertical del suelo indicado en la Sección 3.4.1 (adimensional) (11.10.6.2.1)

s = densidad del suelo (kg/m3)

's = densidad efectiva del suelo (kg/m3) (C11.8.4.1)

r = densidad del relleno reforzado (kg/m3) (11.10.5.2)

f = densidad del relleno detrás del muro (kg/m3) (11.10.5.2)

H = tensión horizontal en los refuerzos debida a la sobrecarga horizontal concentrada (MPa); tensión debida al impacto sobre la barrera para el tráfico aplicada en el área de influencia de los refuerzos (MPa) (11.10.6.2.1) (11.10.11.2)

v = tensión vertical debida a la carga de la zapata (MPa) (11.10.8)

= ángulo de fricción en la interfase entre el muro y el relleno detrás del muro (º) (11.5.5)

máx = máximo desplazamiento (mm) (11.10.4.2)

R = coeficiente de desplazamiento relativo (11.10.4.2)

= inclinación del muro respecto de la horizontal (º) (11.10.6.2.1)

= ángulo de fricción suelo-refuerzo (º) (11.10.5.3)


= factor de resistencia (11.5.4)

f = ángulo de fricción interna del suelo de fundación o relleno detrás del muro (º) (11.10.2)

r = ángulo de fricción interna del relleno reforzado (º) (11.10.5.2)

'f = ángulo efectivo de fricción interna del suelo (º) (11.8.4.1)

H = tensión horizontal mayorada al nivel de los refuerzos (MPa) (11.10.6.2.1)

Hmáx = máxima tensión en los refuerzos del suelo en las zonas de los estribos (11.10.8)

v = tensión vertical en el suelo (MPa) (11.10.6.2.1)

V1 = tensión vertical del suelo sobre el ancho de base efectivo (MPa) (11.10.8)

n = tensión nominal de adherencia del anclaje (MPa) (11.9.4.2)

= desplome del muro debido al retroceso de las unidades del revestimiento construido por segmentos (º) (11.10.6.4.4b)

11.4 PROPIEDADES DEL SUELO Y MATERIALES

11.4.1 Requisitos Generales Los materiales utilizados como relleno detrás de un

muro de sostenimiento deberán ser granulares y permitir el libre drenaje. Si los muros retienen suelos cohesivos in situ se deberá proveer drenaje adecuado para reducir la presión hidrostática detrás del muro.

C11.1 La mayor parte de los conocimientos y experiencias

relacionadas con las estructuras de tierra estabilizada mecánicamente se han obtenido con rellenos no cohesivos tal como se especifica en la Sección 7 de la norma AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications. En consecuencia, el conocimiento de la distribución de las tensiones internas, la resistencia al arrancamiento y la geometría de la superficie de falla se verán afectadas por las propiedades de los suelos granulares. Aunque se han utilizado suelos cohesivos con resultados satisfactorios, también se han observado problemas como por ejemplo deformaciones excesivas y colapsos totales. La mayor parte de estos problemas se atribuyen a un drenaje pobre o inadecuado. El trabajo de Elias et al. (2001) contiene requisitos de drenaje para muros construidos con suelos que no permiten el libre drenaje.

11.4.2 Determinación de las Propiedades del Suelo

Se deberán aplicar los requisitos de los Artículos 2.4 y

10.4.

11.5 ESTADOS LÍMITES Y FACTORES DE RESISTENCIA


El diseño de los estribos, pilas y muros de

sostenimiento deberá satisfacer los criterios especificados en el Artículo 11.5.2 para el estado límite de servicio y los especificados en el Artículo 11.5.3 para el estado límite de

C11.5.1

11.5 ESTADOS LÍMITES Y FACTORES DE RESISTENCIA

El diseño de los estribos, pilas y muros de , p ysostenimiento deberá satisfacer los criterios especificadospen el Artículo 11.5.2 para el estado límite de servicio y losp yespecificados en el Artículo 11.5.3 para el estado límite de

11.4 PROPIEDADES DEL SUELO Y MATERIALES

Los materiales utilizados como relleno detrás de un muro de sostenimiento deberán ser granulares y permitir elg y plibre drenaje. Si los muros retienen suelos cohesivos in situjse deberá proveer drenaje adecuado para reducir la presiónp jhidrostática detrás del muro.

11.4.2 Determinación de las Propiedades del Suelo


resistencia. Los estribos, pilas y muros de sostenimiento se deberán

diseñar de manera que soporten los empujes laterales del suelo y las presiones hidrostáticas, incluyendo el peso de cualquier sobrecarga de suelo, el peso propio del muro, los efectos de contracción y temperatura y las cargas sísmicas, de acuerdo con los principios generales establecidos en la presente sección.

Las estructuras de sostenimiento de tierra se deberán diseñar para una vida de servicio basada en la consideración de los potenciales efectos a largo plazo provocados por el deterioro de los materiales, infiltración, corrientes eléctricas desviadas y otros factores ambientales potencialmente adversos sobre los componentes materiales que constituyen la estructura. En la mayoría de las aplicaciones los muros de sostenimiento permanentes se deberían diseñar para una vida de servicio mínima de 75 años. Las aplicaciones en las cuales se utilizan muros de sostenimiento temporarios se definen como aquellas que tienen una vida de servicio menor o igual que 36 meses.

Para los muros de sostenimiento que soportan estribos de puentes, edificios, servicios públicos críticos u otras instalaciones en las cuales las consecuencias de un comportamiento inadecuado o la falla serían inaceptables se puede utilizar un mayor nivel de seguridad y/o una vida de servicio más prolongada, por ejemplo de 100 años.

Las estructuras permanentes se deberán diseñar de manera que conserven una apariencia agradable y que esencialmente no requieran mantenimiento durante la totalidad de la vida de servicio utilizada para el diseño.

El hecho de que el diseño se realice de manera que las

estructuras esencialmente no requieran mantenimiento no excluye la necesidad de inspeccionar el muro para evaluar su condición mientras permanece en servicio.

11.5.2 Estados Límites de Servicio Los estribos, pilas y muros de sostenimiento se deberán

investigar para ver si ocurrirán desplazamientos verticales y laterales excesivos en el estado límite de servicio; también se deberá verificar su estabilidad global en el estado límite de servicio. Los criterios para establecer cuáles son las deformaciones verticales y laterales admisibles para los muros de sostenimiento se deberán desarrollar en base al tipo de muro y a la función que ha de desempeñar, la vida de servicio anticipada y las consecuencias que implicarían los movimientos inaceptables para el muro y cualquier estructura cercana que pudiera resultar afectada, tanto estructural como estéticamente. La estabilidad global se deberá evaluar utilizando métodos de análisis basados en el equilibrio límite.

Para la investigación de los movimientos verticales del muro se deberán aplicar los requisitos de los Artículos 10.6.2.2, 10.7.2.2 y 10.8.2.2. Para los muros anclados las deflexiones se deberán estimar de acuerdo con los requisitos del Artículo 11.9.3.1. Para los muros de tierra

C11.5.2 Los movimientos verticales de un muro se producen

fundamentalmente como resultado del asentamiento del suelo debajo del mismo. En el caso de los muros de gravedad y semigravedad los movimientos laterales son el resultado de una combinación del asentamiento vertical diferencial entre el talón y el pie del muro y la rotación necesaria para desarrollar condiciones de empuje activo del suelo (ver el Artículo C3.11.1).

Las deformaciones verticales totales y diferenciales admisibles para un muro de sostenimiento determinado dependen de la capacidad del muro de deformarse sin que se dañen los elementos del muro ni las estructuras adyacentes o sin que adopten un aspecto inaceptable.

Relevamientos realizados para determinar el comportamiento de diferentes puentes indican que las superestructuras de los puentes pueden soportar movimientos horizontales de los estribos menores que 38 mm sin sufrir daños significativos, de acuerdo con las conclusiones informadas por Bozuzuk (1978); Walkinshaw (1978); Moulton et al. (1985) y Wahls

11.5.2 Estados Límites de Servicio

Los estribos, pilas y muros de sostenimiento se deberán, p yinvestigar para ver si ocurrirán desplazamientos verticalesg p py laterales excesivos en el estado límite de servicio; y ;también se deberá verificar su estabilidad global en elestado límite de servicio.

resistencia.

y ylos muros de sostenimiento permanentes se p p

deberían diseñar para una vida de servicio mínima de 75años.

g qPara los muros de sostenimiento que soportan estribos q p

de puentes, edificios, servicios públicos críticos u otras p , , pinstalaciones en las cuales las consecuencias de un comportamiento inadecuado o la falla serían inaceptablesp pse puede utilizar un mayor nivel de seguridad y/o una vida p y g yde servicio más prolongada, por ejemplo de 100 años.


estabilizada mecánicamente las deflexiones se deberán estimar de acuerdo con los requisitos del Artículo 11.10.4.

(1990). Los empujes del suelo utilizados para diseñar los estribos se deberían seleccionar de modo que sean consistentes con el requisito de que el estribo no debe moverse más que 38 mm en sentido lateral.

Respecto del impacto sobre el propio muro, el asentamiento diferencial a lo largo del muro y en cierta medida el asentamiento diferencial entre la parte posterior y el frente del muro son los mejores indicadores del potencial que tiene el muro de sufrir daños estructurales o tensiones excesivas. La rigidez del revestimiento del muro y la capacidad de adaptarse el movimiento en forma de incrementos afectan la capacidad de un sistema dado para tolerar movimientos diferenciales. La deformación vertical total y diferencial de un muro de sostenimiento debería ser pequeña si se trata de muros rígidos de gravedad y semigravedad, y también si se trata de un tipo berlinés con revestimiento hormigonado in situ. En los muros con anclajes cualquier movimiento descendente puede provocar una relajación de tensiones significativa en los anclajes.

Los muros de tierra estabilizada mecánicamente pueden tolerar deformaciones verticales totales y diferenciales mayores que los muros rígidos. La cantidad de deflexión vertical total y diferencial que pueden tolerar depende del material utilizado para el revestimiento y de la configuración y cronograma constructivo del revesti-miento. Los revestimientos hormigonados in situ tienen las mismas limitaciones respecto de su deformación vertical que los muros de sostenimiento más rígidos. Sin embargo, para un muro de tierra estabilizada mecánicamente se puede especificar un determinado período de espera antes de construir el revestimiento hormigonado in situ; de este modo habrá tiempo para que ocurran las deformaciones verticales (y también las horizontales). Los muros de tierra estabilizada mecánicamente con revestimientos geosintéti-cos o de malla soldada de alambre son los que mayores deformaciones pueden tolerar. Los muros de tierra estabilizada mecánicamente con revestimientos formados por paneles prefabricados de hormigón no pueden tolerar tanta deformación vertical como los que tienen revestimientos flexibles de mallas de alambre o geosintéticos, ya que es posible que se dañen los paneles prefabricados y que se produzcan separaciones antiestéti-cas entre los paneles.

11.5.3 Estado Límite de Resistencia

Los estribos y muros de sostenimiento se deberán

investigar en los estados límites de resistencia utilizando la Ecuación 1.3.2.1-1 para:

Falla por capacidad de carga,

Estado Límite de Resistencia


Resbalamiento lateral, Pérdida excesiva de contacto en la base,

Falla por arrancamiento de los anclajes o refuerzos

del suelo, y Falla estructural.

11.5.4 Resistencia Requerida

Los estribos, pilas y estructuras de sostenimiento y sus

fundaciones y demás elementos de apoyo se deberán dimensionar utilizando los métodos apropiados especifica-dos en los Artículos 11.6, 11.7, 11.8, 11.9, 11.10 u 11.11 de manera que su resistencia satisfaga el Artículo 11.5.5.

La resistencia mayorada, RR, calculada para cada uno de los estados límites aplicables deberá ser igual a la resistencia nominal, Rn, multiplicada por un factor de resistencia apropiado, , especificado en la Tabla 11.5.6-1.

C11.5.4 En los Artículos 11.6, 11.7, 11.8, 11.9, 11.10 y 11.11 se

indican procedimientos para calcular la resistencia nominal de los estribos y muros de sostenimiento convencionales, pilas, muros tipo pantalla, muros anclados, muros de tierra estabilizada mecánicamente y muros modulares prefabricados, respectivamente.

11.5.5 Combinaciones de Cargas y Factores de Carga Los estribos, pilas, estructuras de sostenimiento y sus

fundaciones y demás elementos de apoyo se deberán dimensionar para todas las combinaciones de cargas aplicables especificadas en el Artículo 3.4.1.

C11.5.5 Las Figuras C1 y C2 ilustran cómo se aplican

típicamente los factores de carga para producir las solicitaciones extremas totales mayoradas para evaluar la estabilidad externa de los muros de sostenimiento. Si es necesario considerar una sobrecarga, la fuerza mayorada debida a la sobrecarga generalmente se incluye sobre el relleno inmediatamente encima del muro solamente a los fines de evaluar la capacidad de carga de las fundaciones y el diseño de la estructura, tal como se ilustra en la Figura C3. La sobrecarga debida a esta sobrecarga de suelo no se incluye encima del muro para evaluar la excentricidad, el resbalamiento u otros mecanismos de falla para los cuales esta sobrecarga de suelo representaría una contribución a la resistencia. De forma similar, la sobrecarga que actúa sobre el estribo de un puente se incluye solamente para evaluar la capacidad de carga de la fundación y el diseño de la estructura. El factor de carga correspondiente a la sobrecarga de suelo es igual tanto para las solicitaciones verticales como para las solicitaciones horizontales.

Las cargas y esfuerzos permanentes y transitorios ilustrados en las figuras incluyen, pero no se limitan a, los siguientes:

Cargas permanentes:

DC = peso propio de los componentes estructurales y accesorios no estructurales

DW = peso propio de las superficies de rodamiento e instalaciones para servicios públicos

Cargas permanentes:

Las Figuras C1 y C2 ilustran cómo se aplican g y ptípicamente los factores de carga para producir las p g p psolicitaciones extremas totales mayoradas para evaluar la y pestabilidad externa de los muros de sostenimiento.

El factor de carga correspondiente a la g psobrecarga de suelo es igual tanto para las solicitaciones g g pverticales como para las solicitaciones horizontales.

, gLa sobrecarga debida a esta sobrecarga de suelo no seg g

incluye encima del muro para evaluar la excentricidad, el yresbalamiento

la sobrecarga que actúa , g qsobre el estribo de un puente se incluye solamente para p y pevaluar la capacidad de carga de la fundación y el diseñog ypde la estructura.


EH = empuje horizontal del suelo

ES = sobrecarga de suelo

EV = empuje vertical debido al peso propio del suelo de relleno

Cargas transitorias:

LS = sobrecarga viva

WA = carga hidráulica y presión del flujo de agua

Figura C11.5.5-1 Típica aplicación de los factores de carga para determinar la capacidad de carga

Figura C11.5.5-2 Típica aplicación de los factores de carga para determinar el resbalamiento y la excentricidad

1,00 WAV

1,35 EV1,50 EHsin

EH

1,50 EHcos Nivel del agua

H1,00 WA

1,25 D

C0,9

0 DC

1,00 WAH

Nivel del agua1,50 EHcos

EH

1,50 EHsin 1,0 EV

V1,00 WA

Figura C11.5.5-2

Figura C11.5.5-1

Cargas transitorias:


Figura C11.5.5-3 Típica aplicación de las sobrecargas

11.5.6 Factores de Resistencia Los factores de resistencia para el diseño geotécnico de

las fundaciones se especifican en las Tablas 10.5.5-1 a 10.5.5-3 y en la Tabla 1.

Si para estimar la resistencia se utilizan métodos diferentes a los indicados en las presentes Especificacio-nes, los factores de resistencia seleccionados deberán proveer la misma confiabilidad que los indicados en las Tablas 10.5.5-1 a 10.5.5-3 y en la Tabla 1.

Los elementos verticales tales como los muros tipo berlinés, las pantallas de pilotes tangenciales y los muros tipo zanja colada de hormigón se deberán tratar ya sea como fundaciones superficiales o como fundaciones profundas, según corresponda, a los fines de determinar la

C11.5.6 Los factores de resistencia indicados en la Tabla 1,

excepto aquellos que hacen referencia a los de la Sección 10, fueron calculados mediante una correlación directa con un diseño por tensiones admisibles y no mediante la teoría de la confiabilidad.

Debido a que los factores de resistencia de la Tabla 1 se basan en una correlación directa con el diseño por tensiones admisibles, las diferencias entre los factores de resistencia para la resistencia a la tracción de los refuerzos metálicos y los refuerzos geosintéticos se basan en diferencias históricas del nivel de seguridad aplicado al diseño de refuerzos de estos dos tipos de materiales. En el Artículo C11.10.6.2.1 el lector encontrará comentarios

RESBALAMIENTO YEXCENTRICIDAD

CAPACIDAD DE CARGA Y DISEÑO DE LA ESTRUCTURA

1,75 LS

1,75 LS

(a) ESTRUCTURA CONVENCIONAL

Masa de sueloreforzado

1,75 LS

1,75 LS

(b) ESTRUCTURA DE TIERRA ESTABILIZADA MECÁNICAMENTE

CAPACIDAD DE CARGA Y RESISTENCIA A LA TRACCIÓN DE LOS REFUERZOS

RESBALAMIENTO, EXCENTRICIDAD Y RESISTENCIA AL ARRANCAMIENTO DE LOS REFUERZOS

Los factores de resistencia para el diseño geotécnico dep glas fundaciones se especifican en las Tablas 10.5.5-1 a p10.5.5-3 y en la Tabla 1.

(a) ESTRUCTURA CONVENCIONAL


capacidad de carga, utilizando los procedimientos descriptos en los Artículos 10.6, 10.7 y 10.8.

Para el diseño de muros temporarios se pueden incrementar un poco los factores de resistencia especificados, ya que esto es consistente con las mayores tensiones admisibles en las estructuras temporarias diseñadas por tensiones admisibles.

adicionales acerca de la diferencia entre los factores de resistencia para refuerzos metálicos y geosintéticos.

La evaluación de la estabilidad global de un muro con o sin una unidad de fundación se debería realizar en el estado límite de servicio en base a la Combinación de Cargas para Estado Límite de Servicio I y un factor de resistencia apropiado.

Tabla 11.5.6-1 Factores de resistencia para muros de sostenimiento permanentes

TIPO DE MURO Y CONDICIÓN FACTOR DE RESISTENCIA

Muros tipo pantalla y muros anclados Capacidad de carga de los elementos verticales Se aplica el artículo 10.5 Resistencia pasiva de los elementos verticales 1,00 Resistencia al arrancamiento de los anclajes (1)

Suelos no cohesivos (granulares) Suelos cohesivos Roca

0,65 (1) 0,70 (1) 0,50 (1)

Resistencia al arrancamiento de los anclajes (2)

Cuando se realizan ensayos de verificación 1,0 (2)

Resistencia a la tracción de los tendones de anclaje

Acero dulce (por ejemplo barras ASTM A 615M)

Acero de alta resistencia (por ejemplo barras ASTM A 722M)

0,90 (3)

0,80 (3)

Capacidad flexional de los elementos verticales 0,90 Muros de tierra estabilizada mecánicamente Se aplica el artículo 10.5

Capacidad de carga Se aplica el artículo 10.5 Resbalamiento Se aplica el artículo 10.5 Resistencia a la tracción de los refuerzos metálicos y sus conectores

Refuerzos en forma de fajas (4) Carga estática Carga combinada estática/sísmica

Refuerzos en forma de grilla (4) (5) Carga estática Carga combinada estática/sísmica

0,75 1,00

0,65 0,85

Resistencia a la tracción de los refuerzos geosintéticos y sus conectores

Carga estática Carga combinada estática/sísmica

0,90 1,20

Resistencia al arrancamiento de los refuerzos por tracción

Carga estática Carga combinada estática/sísmica

0,90 1,20

Muros modulares prefabricados Capacidad de carga Se aplica el artículo 10.5 Resbalamiento Se aplica el artículo 10.5 Resistencia pasiva Se aplica el artículo 10.5 (1) Se aplica a las tensiones de adherencia unitarias últimas presuntas para el diseño preliminar solamente en el Artículo C11.9.4.2. (2) Se aplica cuando se realizan ensayos de verificación hasta una carga igual a 1,0 o más veces la carga de diseño mayorada en el

anclaje. (3) Se aplica a la máxima carga del ensayo de verificación para el anclaje. Para el acero dulce aplicar el factor de resistencia a Fy. Para

el acero de alta resistencia aplicar el factor de resistencia a la resistencia a la tracción última garantizada.

Capacidad de carga de los elementos verticales Se aplica el artículo 10.5Resistencia pasiva de los elementos verticales 1,00


(3) Se aplica a la sección transversal bruta menos el área sacrificable. En el caso de las secciones con orificios reducir el área bruta de acuerdo con el Artículo 6.8.3 y aplicar a la sección neta menos el área sacrificable.

(3) Se aplica a los refuerzos en forma de malla conectados a un elemento de revestimiento rígido, por ejemplo un panel o bloque de hormigón. Para los refuerzos en forma de malla conectados a un revestimiento flexible o que son continuos con el revestimiento utilizar el factor de resistencia correspondiente a refuerzos en forma de faja.

11.5.7 Estado Límite Correspondiente a Evento Extremo

Se deberán investigar las combinaciones de cargas y

factores de carga aplicables especificados en la Tabla 3.4.1-1. A menos que se especifique lo contrario, al investigar el estado límite correspondiente a evento extremo todos los factores de resistencia se deberán considerar iguales a 1,0

11.6 ESTRIBOS Y MUROS DE SOSTENIMIENTO CONVENCIONALES

11.6.1 Consideraciones Generales 11.6.1.1 Requisitos Generales

Los muros de sostenimiento rígidos de gravedad y

semigravedad se pueden utilizar para subestructuras de puente o separación de taludes y generalmente se construyen para aplicaciones permanentes.

No se deberán utilizar muros rígidos de gravedad o

semigravedad sin fundaciones profundas si el suelo/roca de apoyo tiene tendencia a sufrir asentamientos totales o diferenciales excesivos.

C11.6.1.1 Generalmente los muros de sostenimiento rígidos

convencionales se clasifican en muros de gravedad y de semigravedad. En la Figura C1 se ilustran ejemplos de los dos tipos. Estos muros pueden ser efectivos tanto para aplicaciones en desmonte como para en aplicaciones en terraplén.

Un asentamiento diferencial excesivo, según lo definido en el Artículo C11.6.2.2, puede provocar fisuración, tensiones de corte o flexión excesiva en el muro, o la rotación de la estructura del muro.

Los muros de sostenimiento rígidos de gravedad y g g ysemigravedad se pueden utilizar para subestructuras deg p ppuente o separación de taludes y generalmente sep p y gconstruyen para aplicaciones permanentes.

pUn asentamiento diferencial excesivo, según lo, g

definido en el Artículo C11.6.2.2, puede provocar , p pfisuración, tensiones de corte o flexión excesiva en el,muro, o la rotación de la estructura del muro.

No se deberán utilizar muros rígidos de gravedad o g gsemigravedad sin fundaciones profundas si el suelo/rocag pde apoyo tiene tendencia a sufrir asentamientos totales op ydiferenciales excesivos.

11.5.7 Estado Límite Correspondiente a EventoExtremo

plos factores de resistencia se deberán

considerar iguales a 1,0

combinaciones de cargas y g g yfactores de carga aplicables especificados en la Tabla3.4.1-1.


Figura C11.6.1.1-1 Típicos muros rígidos de gravedad y semigravedad

11.6.1.2 Cargas Los estribos y muros de sostenimiento se deberán

investigar para las siguientes cargas: Los empujes laterales del suelo y las presiones

hidrostáticas, incluyendo cualquier sobrecarga de suelo;

El peso propio del estribo/muro de sostenimiento;

Las cargas aplicadas por la superestructura del

puente; Los efectos térmicos y la deformación por contrac-

ción; y

Las cargas sísmicas, de acuerdo con lo especificado en la Sección 3 y en otras secciones de estas Especificaciones.

Se deberán aplicar los requisitos de los Artículos 3.11.5

y 11.5.5. Para los cálculos de estabilidad las cargas del suelo se deberán multiplicar por los factores de carga máximos y/o mínimos indicados en la Tabla 3.4.1-2, según corresponda.

El diseño se deberá investigar considerando cualquier combinación de esfuerzos que pudiera producir la condición de carga más desfavorable. Los estribos sobre tierra estabilizada mecánicamente y los muros modulares prefabricados se deberán diseñar de acuerdo con los

C11.6.1.2 Los rellenos cohesivos son difíciles de compactar.

Debido a la fluencia lenta de los suelos cohesivos, los muros en los cuales se utilizan rellenos cohesivos diseñados para los empujes activos del suelo continuarán moviéndose gradualmente durante su vida de servicio, especialmente cuando la lluvia o una elevación del nivel freático mojen este relleno. Por lo tanto, aún cuando se tolere algo de movimiento en el muro, los muros con rellenos posteriores de suelo cohesivo se deberían diseñar considerando cuidadosamente cuál es la condición de carga más desfavorable, ya sea el caso activo o en reposo.

MURO DE GRAVEDADDE HORMIGÓN SIMPLE

MURO DE GRAVEDAD DEHORMIGÓN ARMADO

MURO DE SEMIGRAVEDAD CON CONTRAFUERTES DE HORMIGÓN ARMADO

MURO DE SEMIGRAVEDAD DEHORMIGÓN ARMADO TIPO PANTALLA

11.6.1.2 Cargas

Se deberán aplicar los requisitos de los Artículos 3.11.5 p qy 11.5.5. Para los cálculos de estabilidad las cargas dely gsuelo se deberán multiplicar por los factores de cargap p gmáximos y/o mínimos indicados en la Tabla 3.4.1-2, segúnycorresponda.

El diseño se deberá investigar considerando cualquier p

g qcombinación de esfuerzos que pudiera producir la q pcondición de carga más desfavorable.


Artículos 11.10.11 y 11.11.6. Para el cálculo de las solicitaciones en los estribos el

peso del material de relleno ubicado directamente sobre una cara posterior inclinada o escalonada o sobre la base de una zapata de hormigón armado se puede considerar parte del peso efectivo del estribo.

Si se utilizan zapatas, a menos que se utilice un método más exacto, la proyección posterior se deberá diseñar como un voladizo soportado por el alma del estribo y cargado con la totalidad del peso del material superpuesto.

Se debe considerar el desarrollo de presiones del agua intersticial dentro de la masa del suelo de acuerdo con el Artículo 3.11.3. Se deberían implementar sistemas de drenaje adecuados a fin de evitar que se desarrollen fuerzas de infiltración detrás del muro. En ningún caso se deberán utilizar arcillas altamente plásticas como relleno detrás de un muro de sostenimiento.

11.6.1.3 Estribos Integrales Los estribos integrales se deberán diseñar de manera

que resistan y/o absorban las deformaciones por fluencia lenta, contracción y efectos térmicos de la superestructura.

Para determinar los potenciales movimientos de un estribo se deberán considerar los efectos de las variaciones de temperatura, la fluencia lenta y el acortamiento debido a la pérdida de pretensado a largo plazo.

Las máximas longitudes de tramo de diseño, las consideraciones de diseño y los detalles de armado deberán satisfacer las recomendaciones indicadas en el documento FHWA Technical Advisory T 5140.13 (1980), excepto en aquellos casos en los cuales exista experiencia local suficiente que justifique lo contrario.

Para evitar que ingrese agua detrás del estribo la losa de acceso deberá estar conectada directamente al estribo (no a los muros de ala), y se deberán tomar recaudos adecuados para permitir el drenaje del agua que pudiera quedar atrapada.

C11.6.1.3 Las deformaciones se discuten en el Artículo 3.12. No se deben construir estribos integrales sobre zapatas

fundadas o enclavadas en roca a menos que un extremo del tramo pueda desplazarse libremente en dirección longitudinal.

11.6.1.4 Muros de Ala Los muros de ala se pueden diseñar de forma

monolítica con los estribos o bien se pueden separar de la pared del estribo mediante una junta de expansión y diseñar para que trabajen de forma independiente.

Las longitudes de los muros de ala se deberán calcular utilizando las pendientes requeridas para la carretera. Los muros de ala deberán tener una longitud suficiente para retener el terraplén de la carretera y proveer protección contra la corrosión.

11.6.1.5 Armadura 11.6.1.5.1 Estribos y Muros de Sostenimiento

Convencionales La armadura para resistir la formación de fisuras por

temperatura y contracción se deberá diseñar como se especifica en el Artículo 5.10.8.

Los muros de ala se pueden diseñar de formapmonolítica con los estribos o bien se pueden separar de lap ppared del estribo mediante una junta de expansión yp j pdiseñar para que trabajen de forma independiente.


11.6.1.5.2 Muros de Ala Se deberán disponer barras de armadura o secciones

laminadas adecuadas separadas a través de toda la unión entre los muros de ala y los estribos para unirlos entre sí. Estas barras se deberán prolongar hacia el interior de la mampostería a cada lado de la unión una longitud suficiente para desarrollar la resistencia de las barras tal como se especifica para las barras de armadura, y su longitud deberá ser variable para evitar la generación de planos de debilidad en el hormigón en sus extremos. Si no se utilizan barras se deberá proveer una junta de expansión y el muro de ala se deberá construir de modo que esté "trabado" con el cuerpo del estribo.

11.6.1.6 Juntas de Expansión y Contracción En los estribos y muros de sostenimiento convenciona-

les se deberán proveer juntas de contracción a intervalos no mayores que 9000 mm y juntas de expansión a intervalos no mayores que 27.000 mm. Todas las juntas se deberán llenar con un material aprobado que asegure que las juntas trabajen de forma apropiada. En los estribos las juntas deberán estar ubicadas aproximadamente a la mitad de la distancia entre los elementos longitudinales que apoyan sobre los estribos.

11.6.2 Movimiento y Estabilidad en el Estado Límite de Servicio

11.6.2.1 Estribos

Se deberán aplicar los requisitos de los Artículos

10.6.2.2.3, 10.7.2.3, 10.8.2.3 y 11.5.2 según corresponda.

11.6.2.2 Muros de Sostenimiento Convencionales Se deberán aplicar los requisitos de los Artículos

10.6.2.2, 10.7.2.2, 10.8.2.2 y 11.5.2 según corresponda.

C11.6.2.2 En el caso de los muros de sostenimiento

convencionales de hormigón armado la experiencia indica que un asentamiento del orden de 1 en 500 a 1 en 1000 puede producir tensiones excesivas en el muro.

11.6.2.3 Estabilidad Global

La estabilidad global de todos los muros de

sostenimiento, el talud retenido y el suelo o roca de fundación se deberán evaluar utilizando métodos de análisis basados en el equilibrio límite. También se deberá investigar la estabilidad global de los taludes temporarios desmontados para facilitar la construcción. Para los estribos de puentes o muros de sostenimiento construidos sobre depósitos de suelo blando puede ser necesario realizar estudios, ensayos y análisis especiales.

C11.6.2.3


En el caso de los muros de sostenimientoconvencionales de hormigón armado la experiencia indicag pque un asentamiento del orden de 1 en 500 a 1 en 1000 qpuede producir tensiones excesivas en el muro.


En los estribos y muros de sostenimiento convenciona-yles se deberán proveer juntas de contracción a intervalosp jno mayores que 9000 mm y juntas de expansión a y q y jintervalos no mayores que 27.000 mm.


La estabilidad global de los taludes de tierra con o sin unidad de fundación se deberá investigar para la Combinación de Cargas correspondiente al Estado Límite de Servicio I adoptando un factor de resistencia adecuado. En ausencia de información más precisa, el factor de resistencia se podrá tomar como:

Si los parámetros geotécnicos están bien definidos y

el talud no soporta ni contiene un elemento estructural: ……………………………………. 0,75

Si los parámetros geotécnicos se basan en

información limitada o si el talud contiene o soporta un elemento estructural: ……………………… 0,65

Figura C11.6.2.3-1 Falla de un muro de sostenimiento por estabilidad global

La Figura C1 muestra una falla por estabilidad global

de un muro de sostenimiento. La estabilidad global es un tema relacionado con la estabilidad de taludes y, por lo tanto, se considera una verificación a realizar en el estado límite se servicio.

Se pueden utilizar los métodos de análisis de Bishop modificado, de Janbu simplificado o de Spencer.

Los depósitos de suelo blando pueden estar sujetos a consolidación y/o flujo lateral, lo cual podría provocar asentamientos a largo plazo o movimientos horizontales inaceptables.

11.6.3 Capacidad de Carga y Estabilidad en el Estado

Límite de Resistencia

11.6.3.1 Requisitos Generales Los estribos y muros de sostenimiento se deberán

dimensionar de manera de asegurar su estabilidad contra las fallas por aplastamiento, vuelco y deslizamiento. También se deberá investigar la falla de las fundaciones profundas de acuerdo con los requisitos del Artículo 10.6.2.2.4

11.6.3.2 Capacidad de Carga La capacidad de carga se deberá investigar en el estado

límite de resistencia utilizando cargas y resistencias mayoradas, y asumiendo las siguientes distribuciones de la presión del suelo:

Si el muro es soportado por una fundación en suelo:

la tensión vertical se deberá calcular suponiendo una presión uniformemente distribuida sobre el área de una base efectiva como se ilustra en la Figura 1. La tensión vertical se deberá calcular de la siguiente manera:

C11.6.3.2 En la Figura 11.10.10.1-1 se ilustra un ejemplo de

cómo calcula la presión de contacto vertical para una configuración de cargas más compleja. Aunque esta figura muestra la aplicación del principio de superposición a muros de tierra estabilizada mecánicamente, estos principios también se pueden aplicar de forma directa a los muros de sostenimiento convencionales.

En el Artículo C11.5.5 se indican los factores de carga a aplicar tanto para la capacidad de carga como para la excentricidad.

El muro rotahacia atrás

Superficie dedeslizamiento

11.6.3 Capacidad de Carga y Estabilidad en el Estado p g yLímite de Resistencia

11.6.3.2 Capacidad de Carga

a fundación en suelo:

Figura C11.6.2.3-1 Falla de un muro de sostenimientogpor estabilidad global


2vV

B e (11.6.3.2-1)

donde:

V = sumatoria de las fuerzas verticales y las demás variables son como se define en la Figura 1.

Si el muro es soportado por una fundación en roca:

la tensión vertical se deberá calcular suponiendo una presión distribuida linealmente sobre el área de una base efectiva como se ilustra en la Figura 2. Si la resultante cae dentro del tercio central de la base,

1 6vmaxV e

B B (11.6.3.2-2)

1 6vminV e

B B (11.6.3.2-3)

donde las variables son como se define en la Figura 2. Si la resultante cae fuera del tercio central de la base,

23 / 2vmax

VB e

(11.6.3.2-4)

0vmin (11.6.3.2-5)

donde las variables son como se define en la Figura 2.

a fundación en roca:

Si la resultante cae fuera del tercio central de la base,

Si lagresultante cae dentro del tercio central de la base,


Figura 11.6.3.2-1 Criterios para determinar la presión de contacto para el caso de muros de sostenimiento convencionales con fundaciones en suelo

h/3

Hh W1

1V

V2

2W

XV2

W1XV1X

C

R eB - 2e

B

B/2

v

Eje de la Base (Zapata)

Relleno retenido

R = resultante de las fuerzas verticalese = excentricidad de la resultante

f f af

2 9t f afF 0,5 g h k x 10

T T 1 V1 2 V2 1 W1

1 2 1 2 T

Sumando momentos respecto del punto C :F cos h/3 - F sin B/2 - V X - V X + W X

e =V + V + W + W + F sin

p fundaciones en suelo

Figura 11.6.3.2-1


Figura 11.6.3.2-2 Criterios para determinar la presión de contacto para el caso de muros de sostenimiento convencionales con fundaciones en roca

11.6.3.3 Vuelco En las fundaciones en suelo la ubicación de la

resultante de las fuerzas de reacción deberá estar dentro del medio central del ancho de la base.

En las fundaciones en roca la ubicación de la resultante de las fuerzas de reacción deberá estar dentro de los tres cuartos centrales del ancho de la base.

C11.6.3.3 Los criterios especificados para la ubicación de la

resultante, junto con la investigación de la presión de contacto, reemplaza la investigación de la relación entre el momento estabilizador y el momento de vuelco. Ubicar la resultante dentro del medio central del ancho de la base en el caso de las fundaciones en suelo se basa en el uso de la distribución plástica de la presión de contacto para el estado límite.

11.6.3.4 Erosión Subsuperficial

En el caso de los muros construidos a lo largo de ríos y

arroyos, durante el diseño se deberá evaluar la socavación de los materiales de fundación, tal como se especifica en el

C11.6.3.4 Las medidas más habituales utilizadas para asegurar

que no ocurra tubificación son las siguientes:

afff

R = resultante de las fuerzas verticalese = excentricidad de la resultante

Relleno Retenido

Eje de la Base (Zapata)

vmax

BB/2

eR

XV1

XW1

V2X

W2

2V

V11Wh

H

h/3

C vmin

2 9t f afF 0,5 g h k x 10

vmin

T T 1 V1

Si e > B/6, bajará a cero, y a medida que "e" aumenta también aumenta la porción del talón de la zapata con tensión vertical nula.Sumando momentos respecto del punto C :

F cos h/3 - F sin B/2 - V X -e = 2 V2 1 W1

1 2 1 2 T

V X + W XV + V + W + W + F sin

p fundaciones en roca

medio central del ancho de la base.

fundaciones en suelo

fundaciones en roca tres

cuartos centrales del ancho de la base.

Figura 11.6.3.2-2


Artículo 2.6.4.4.2. Si se anticipan condiciones potencial-mente problemáticas el diseño deberá incorporar medidas de protección adecuadas.

Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.6.1.2. El gradiente hidráulico no deberá ser mayor que: Para limos y suelos cohesivos: 0,20

Para otros suelos no cohesivos: 0,30

Si hay infiltración de agua debajo del muro se deberán

considerar los efectos de las fuerzas de levantamiento e infiltración.

Control de la infiltración; Reducción del gradiente hidráulico; y

Uso de filtros protectores.

Los efectos de la infiltración se pueden investigar

construyendo una red de flujo o, en ciertas circunstancias, utilizando métodos simplificados de aceptación generalizada.

11.6.3.5 Resistencia Pasiva

Para los cálculos de estabilidad se deberá despreciar la

resistencia pasiva, a menos que la base del muro se extienda por debajo de la profundidad de máxima socavación, regiones potencialmente afectadas por ciclos de congelamiento y deshielo u otras perturbaciones. En este último caso sólo se deberá considerar efectiva la longitud embebida debajo de la mayor de estas profundidades.

Si para asegurar la adecuada estabilidad del muro se utiliza la resistencia pasiva, la resistencia pasiva calculada del suelo delante de los estribos y muros de sostenimiento convencionales deberá ser suficiente para impedir movimientos inaceptables del muro hacia delante.

La resistencia pasiva se deberá despreciar si el suelo que proporciona resistencia pasiva es o potencialmente puede ser blando, suelto o alterado, o si el suelo y el muro no están en contacto firme.

C11.6.3.5 Es posible que ocurran deformaciones aceptables antes

que se movilice la resistencia pasiva. En el Artículo C3.11.1 se describen las deformaciones requeridas para movilizar la resistencia pasiva.

11.6.3.6 Resbalamiento

Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.6.3.3.

11.6.4 Seguridad contra las Fallas Estructurales El diseño estructural de los elementos individuales y las

fundaciones de los muros de sostenimiento se deberá realizar de acuerdo con los requisitos de las Secciones 5, 6, 7 y 8.

Para determinar la distribución de la presión de contacto para el diseño estructural de las zapatas se deberán utilizar los requisitos del Artículo 10.6.3.1.5.

11.6.5 Diseño Sismorresistente El efecto de las cargas sísmicas sobre los puentes

multitramo se deberá investigar utilizando el estado límite

C11.6.5 En general, el enfoque seudoestático desarrollado por

Mononobe y Okabe se puede utilizar para estimar las


Para los cálculos de estabilidad se deberá despreciar lapresistencia pasiva, a menos que la base del muro se p , qextienda por debajo de la profundidad de máxima apsocavación,

pLa resistencia pasiva se deberá despreciar si el suelop p

que proporciona resistencia pasiva es o potencialmenteq p p p ppuede ser blando, suelto o alterado, o si el suelo y el murop ,no están en contacto firme.



11.6.5 Diseño Sismorresistente


correspondiente a evento extremo de la Tabla 3.4.1-1 con factores de resistencia unitarios ( = 1,0), una metodología aceptable de acuerdo con el Artículo 4.7.4.3 y los requisitos de los Artículos 3.10.9.2, 3.10.9.3 o 3.10.9.4, según corresponda.

Las cargas sísmicas sobre los puentes de un solo tramo se deberán investigar de acuerdo con los Artículos 4.7.4.2 y 3.10.9.1.

Para las fundaciones en suelo y roca la resultante de las fuerzas de reacción deberá estar ubicada en los dos tercios centrales de la base para EQ = 0,0 y dentro de los ocho décimos centrales de la base para EQ = 1,0.

Para valores de EQ comprendidos entre 0,0 y 1,0 las restricciones referidas a la ubicación de la resultante se deberán obtener interpolando linealmente entre los valores especificados en el presente artículo.

Si se satisfacen todas las condiciones siguientes las cargas sísmicas horizontales se pueden reducir tal como se indica en el Artículo C11.6.5, como resultado del movimiento lateral del muro debido al resbalamiento, a partir de los valores determinados usando el método de Mononobe-Okabe especificado en el Artículo A11.1.1.1 del Apéndice A:

El muro y cualquier estructura soportada por el

muro pueden tolerar movimientos laterales resultantes del resbalamiento de la estructura.

La base del muro no está restringida contra el

resbalamiento, excepto por la fricción del suelo en su base y la mínima resistencia pasiva del suelo.

Si el muro funciona como un estribo, el

coronamiento del muro tampoco está restringido (por ejemplo el caso de una superestructura soportada por apoyos deslizantes).

Si para estudiar la estabilidad global del muro de

sostenimiento se incluye la carga sísmica se deberá utilizar un factor de resistencia = 0,9.

fuerzas estáticas equivalentes correspondientes a las cargas sísmicas en muros de sostenimiento de gravedad y semigravedad. Además de las fuerzas estáticas equivalentes, las fuerzas sísmicas de diseño estimadas deberían tomar en cuenta las fuerzas inerciales del muro. En el caso de los muros flexibles en voladizo, al estimar las fuerzas sísmicas de diseño se pueden despreciar las fuerzas resultantes de los efectos inerciales del muro. Si el muro soporta una estructura de un puente las fuerzas sísmicas de diseño también deberían incluir las fuerzas sísmicas transmitidas por el puente a través de los apoyos en los cuales no hay libertad de movimiento, por ejemplo, los apoyos elastoméricos. Ver el Apéndice A.

En el Artículo A11.1.1.2 se presentan procedimientos para reducir la carga sísmica debido al movimiento lateral del muro. En general, esta reducción sólo es aplicable en el caso de los muros de gravedad y semigravedad. Aunque lo especificado en el Artículo A11.1.1.2 se refieren a muros de gravedad y semigravedad, estos requisitos también se pueden aplicar a otros tipos de muros siempre y cuando se satisfagan las tres condiciones listadas en el Artículo 11.6.5.

Kavazanjian et al. (1997) simplificaron aún más la relación indicada en la Ecuación A11.1.1.2-1 del Apéndice A de la siguiente manera, asumiendo que, en ausencia de información sobre la historia de tiempo del movimiento del terreno, la velocidad del terreno es igual a 30A:

0,25

1,66hAk Ad

(C11.6.5-1)

donde: A = máxima aceleración sísmica (adimensional) kh = coeficiente de aceleración sísmica horizontal

(adimensional) d = desplazamiento lateral del muro (mm)

Esta ecuación no se debe utilizar para desplazamientos

menores que 25 mm ni mayores que aproximadamente 200 mm, ya que esta expresión es una aproximación de un análisis de Newmark más riguroso. En general, la práctica adoptada en los estados ubicados en áreas sísmicamente activas consiste en diseñar los muros para presiones sísmicas reducidas correspondientes a desplazamientos de 50 mm a 100 mm. Sin embargo, la deformación tolerable dependerá de la naturaleza del muro y de la estructura que soporta, y también dependerá de los elementos que se encuentran delante del muro.

Además del hecho de si el muro puede o no tolerar

EQ = 0,0

Para las fundaciones en suelo y roca

p pSi se satisfacen todas las condiciones siguientes las g

cargas sísmicas horizontales se pueden reducir tal como se g pindica en el Artículo C11.6.5, como resultado del,movimiento lateral del muro debido al resbalamiento, a ,partir de los valores determinados usando el método de pMononobe-Okabe especificado en el Artículo A11.1.1.1 del Apéndice A:


deformación lateral, se recomienda no utilizar este enfoque simplificado para muros de geometría compleja, como por ejemplo los muros apilados o los muros de tierra estabilizada mecánicamente de sección trapezoidal, ni para muros muy altos (más de 15.000 mm), ni para muros para los cuales la aceleración pico del terreno A es mayor o igual que 0,3g. En estos casos se debería contratar a un especialista para que evalúe la respuesta y la deformación anticipada de la estructura, ya que podrían ocurrir deformaciones laterales y verticales permanentes poten-cialmente inaceptables aún cuando se satisfagan los criterios exigidos para permitir el diseño mediante este enfoque seudoestático.

11.6.6 Drenaje

Se deberá proveer drenaje para los rellenos detrás de

los estribos y muros de sostenimiento. Si no fuera posible proveer drenaje, el estribo o muro se deberá diseñar para las cargas debidas al empuje del suelo más la presión hidrostática total debida al agua en el relleno.

C11.6.6 Instalar mechinales o drenes de paneles de materiales

geocompuestos en la cara del muro no asegura condiciones totalmente drenadas. Los sistemas de drenaje se deberían diseñar de manera que puedan drenar completamente la totalidad del volumen de suelo retenido detrás de la cara del muro de sostenimiento.

11.7 PILAS DE PUENTE 11.7.1 Solicitaciones en las Pilas de Puente

Las pilas de puente se deberán diseñar de manera que

transmitan a las fundaciones las cargas de la superestructura y las cargas que actúan sobre la propia pila. Las cargas y combinaciones de cargas deberán ser como se especifica en la Sección 3.

El diseño estructural de las pilas de puente se deberá realizar de acuerdo con los requisitos de las Secciones 5, 6, 7 y 8, según corresponda.

11.7.2 Protección de las Pilas 11.7.2.1 Colisiones

Si existe la posibilidad de que se produzca la colisión

de vehículos carreteros o embarcaciones contra la pila se debería realizar un análisis de riesgos adecuado a fin de determinar el grado de resistencia al impacto a proveer y/o el sistema de protección adecuado. Las fuerzas de colisión se deberán determinar como se especifica en los Artículos 3.6.5 y 3.14.

11.7.2.2 Muros Parachoque Los propietarios de un ferrocarril pueden requerir la

construcción de muros parachoque si la pila se encuentra muy próxima al ferrocarril.

C11.7.2.2 En general el propietario del ferrocarril exigirá la

construcción de un muro parachoque si la columna se encuentra a una distancia menor o igual que 7600 mm de


las vías. Algunos propietarios también requieren un muro parachoque 2000 mm por encima de la parte superior de las vías entre columnas en el caso de cruces ferroviarios aéreos.

11.7.2.3 Socavación

Se deberá determinar el potencial de socavación y el

diseño se deberá desarrollar de manera de minimizar las fallas atribuibles a esta condición tal como se especifica en el Artículo 2.6.4.4.2.

11.7.2.4 Revestimiento del Borde de Ataque Cuando corresponda el borde de ataque de la pila se

deberá diseñar de manera que efectivamente rompa o desvíe el hielo o los acarreos flotantes.

C11.7.2.4 En estos casos la vida de servicio de la pila se puede

prolongar revistiendo la superficie del borde de ataque con placas o perfiles de acero y revistiendo la pila con granito.

11.8 MUROS TIPO PANTALLA 11.8.1 Requisitos Generales

Se puede considerar el uso de muros tipo pantalla como

soporte temporario y permanente de masas de suelo y roca estables e inestables. La factibilidad de utilizar un muro tipo pantalla en una ubicación determinada se deberá determinar analizando si las condiciones del suelo y la roca dentro de la profundidad embebida del elemento vertical es adecuada para soportar el muro.

C11.8.1 Dependiendo de las condiciones del suelo, en general

los muros de menos de aproximadamente 3000 a 4600 mm de altura son factibles. La excepción la constituyen los muros cilíndricos o pantallas de pilotes tangentes, para los cuales se pueden utilizar alturas mayores.

11.8.2 Cargas Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.6.1.2.

Para el diseño de los muros tipo pantalla a los empujes laterales se les deberá aplicar el factor de carga correspondiente al empuje lateral del suelo (EH).

C11.8.2 En el Artículo 3.11.5.6 se indican las distribuciones de

los empujes laterales del suelo para los muros tipo pantalla.


11.8.3.1 Movimiento

Se deberán aplicar los requisitos de los Artículos 10.7.2

y 10.8.2. Para seleccionar los empujes del suelo de diseño de acuerdo con los requisitos del Artículo 3.11.1 se deberán considerar los efectos de los movimientos del muro sobre las instalaciones adyacentes.

C11.8.3.1 La Tabla C3.11.1-1 indica valores aproximados de los

movimientos relativos requeridos para llegar a condiciones de empuje activo en el suelo retenido y a condiciones de empuje pasivo en el suelo que proporciona resistencia.

11.8.3.2 Estabilidad Global Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.6.2.3.

C11.8.3.2 En el Artículo C11.9.3.2 se describe el uso de

elementos de muro verticales para proveer resistencia contra las fallas por estabilidad global. El uso de


elementos verticales discretos que penetren los planos de falla profundos pueden proveer resistencia contra las fallas por estabilidad global. La magnitud de la resistencia dependerá del tamaño, tipo y separación de los elementos verticales utilizados.

11.8.4 Seguridad contra las Fallas del Suelo en el

Estado Límite de Resistencia

11.8.4.1 Estabilidad Global Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.6.2.3. Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.6.3.5. Los elementos verticales se deberán diseñar de manera

que soporten la totalidad de los empujes de diseño debidos al suelo, las sobrecargas y la presión hidrostática entre los elementos. Al determinar la profundidad embebida necesaria para movilizar la resistencia pasiva se deberán considerar los planos de debilidad, como por ejemplo las superficies de deslizamiento (slickensides), los planos de estratificación y los grupos de fisuras que pudieran reducir la resistencia del suelo o la roca determinada mediante ensayos en laboratorio. La profundidad embebida en roca intacta, incluyendo las rocas macizas y aquellas apreciablemente fisuradas que no deberían fallar a través de una superficie de fisuración, se deberá basar en la resistencia al corte de la masa rocosa.

C11.8.4.1 El uso de elementos verticales discretos que penetren

los planos de falla profundos pueden proveer resistencia contra las fallas por estabilidad global. La magnitud de la resistencia dependerá del tamaño, tipo y separación de los elementos verticales utilizados.

La máxima separación entre elementos de apoyo verticales depende de la rigidez relativa de los elementos verticales. Típicamente se utilizan tramos de 1800 a 3000 mm, dependiendo del tipo y tamaño de los elementos utilizados como revestimiento.

Al determinar la profundidad embebida de los elementos de muro verticales se debería considerar la presencia de planos de debilidad en el suelo o la roca que potencialmente podrían provocar una reducción de la resistencia pasiva. En el caso de los suelos y rocas laminados, fisurados o fracturados, el diseño debería considerar la resistencia residual a lo largo de los planos de debilidad. Además, si los planos de debilidad están orientados formando un ángulo diferente a (45º 'f/2) con respecto a la horizontal en el caso de suelo o diferente a 45º en el caso de roca, también se debería considerar la orientación de estos planos. Si el muro está ubicado sobre un escalón encima de una excavación más profunda se debería considerar el potencial de falla por aplastamiento de una cuña de suelo o roca a través de los materiales intactos a lo largo de los planos de debilidad.

Para el diseño de los muros tipo pantalla permanentes con elementos verticales continuos se pueden utilizar las distribuciones simplificadas de los empujes del suelo indicadas en la Figura 3.11.5.6-3 junto con el siguiente procedimiento (Teng 1962):

Determinar la magnitud del empuje lateral que actúa

sobre el muro debido al empuje del suelo, las sobrecargas y la presión hidrostática diferencial en la altura de diseño del muro utilizando ka1.

Determinar la magnitud del empuje lateral que actúa

sobre el muro debido al empuje del suelo, las sobrecargas y la presión hidrostática diferencial en la altura de diseño del muro utilizando ka2.


Determinar mediante la siguiente expresión el valor x definido en la Figura 3.11.5.6-3 para determinar la distribución del empuje pasivo neto delante del muro debajo de la altura de diseño:

2 1 2 2 2' / ( ) 'a s p a sx k H k k (C11.8.4.1-1)

donde:

= factor de carga para el empuje horizontal del suelo, EH (adimensional)

ka2 = coeficiente de empuje activo para el suelo 2

(adimensional) 's1 = densidad efectiva del suelo 1 (kg/m3)

H = altura de diseño del muro (mm)

= factor de resistencia para la resistencia pasiva delante del muro (adimensional)

kp2 = coeficiente de empuje pasivo para el suelo 2

(adimensional) 's2 = densidad efectiva del suelo 2 (kg/m3)

Sumar los momentos respecto del punto de

aplicación de F (la base del muro) para determinar la profundidad embebida (Do) en la cual el empuje pasivo neto es suficiente para proveer equilibrio de momentos.

Determinar la profundidad a la cual el corte en el

muro es igual a cero, es decir el punto en el cual las áreas de los diagramas de empuje activo y resistente son equivalentes.

Calcular el máximo momento flector en el punto de

corte nulo. Calcular la profundidad de diseño D = 1,2Do para

tomar en cuenta los errores inherentes a la distribución simplificada del empuje pasivo.

11.8.5 Seguridad contra las Fallas Estructurales

11.8.5.1 Elementos Verticales del Muro

Los elementos de muro verticales se deberán diseñar

para resistir todas las cargas debidas al empuje horizontal del suelo, las sobrecargas, la presión hidrostática y las

C11.8.5.1 Los elementos de muro verticales discretos incluyen los

pilotes hincados, los pilotes perforados y los pilotes instalados en orificios preperforados.


cargas sísmicas.

Los elementos de muro verticales continuos son continuos tanto en su longitud como en su ancho, aunque es posible utilizar juntas verticales para evitar la transferencia de corte y/o momento entre secciones adyacentes. Los elementos verticales continuos incluyen las tablestacas, los paneles de hormigón tipo diafragma prefabricados u hormigonados in situ, y las pantallas de pilotes hincados o perforados tangentes.

Los máximos momentos flectores y cortes que actúan en los elementos de muro verticales se pueden determinar utilizando los diagramas de carga del Artículo 3.11.5.6 junto con factores de carga y resistencia adecuados.

11.8.5.2 Revestimiento

La máxima separación entre elementos de muro

verticales discretos se deberá determinar en base a la rigidez relativa de los elementos verticales y el revestimiento, el tipo y estado del suelo a soportar, y el tipo y estado del suelo en el cual están embebidos los elementos de muro verticales. El revestimiento se puede diseñar suponiendo apoyo simple entre los elementos, considerando o no la acción de arco del suelo.

Si se utiliza un revestimiento de madera, éste deberá ser de madera de grado estructural tratada a presión de acuerdo con la Sección 8. Si se utiliza madera y las condiciones ambientales son propicias para el crecimiento de organismos que podrían producir descomposición, la madera se debería tratar con un conservante a presión, a menos que se utilice madera de una especie resistente a la descomposición que se considere adecuada desde el punto de vista del riesgo de descomposición y la vida de servicio anticipada para la estructura.

C11.8.5.2 En ausencia de otros métodos adecuados, para el diseño

preliminar los máximos momentos flectores en el revestimiento se pueden determinar de la siguiente manera:

Para tramos simples sin acción de arco del suelo:

20,125máxM pL (C11.8.5.2-1) Para tramos simples con acción de arco del suelo:

20,083máxM pL (C11.8.5.2-2) Para tramos continuos sin acción de arco del suelo:

20,1máxM pL (C11.8.5.2-3) Para tramos continuos con acción de arco del suelo:

20,083máxM pL (C11.8.5.2-4)

donde: Mmáx = momento flector mayorado en un ancho

unitario o altura unitaria del revestimiento (N-mm/mm)

p = empuje lateral promedio mayorado, inclu-

yendo el suelo, la sobrecarga y la presión hidrostática que actúa en la sección de revestimiento considerada (MPa/mm)

L = separación entre elementos verticales u otros

apoyos del revestimiento (mm) Si las variaciones del empuje lateral en función de la

profundidad son importantes, para lograr mayor precisión


se podrían construir diagramas de momento. El diseño del revestimiento puede variar con la profundidad.

La Ecuación C1 sólo es válida para el caso de revestimientos simplemente apoyados detrás de los cuales el suelo no se arqueará entre apoyos verticales, por ejemplo en suelos cohesivos blandos o para revestimientos rígidos de hormigón en contacto firme con el suelo in situ. La Ecuación C2 sólo es válida para el caso de revestimientos simplemente apoyados detrás de los cuales el suelo se arqueará entre apoyos verticales, por ejemplo en suelos granulares o suelos cohesivos rígidos con un revestimiento flexible o rígido detrás del cual hay suficiente espacio para permitir la acción de arco del suelo in situ. Las Ecuaciones C3 y C4 son válidas para el caso de revestimientos continuos sobre varios apoyos verticales, por ejemplo revestimientos de hormigón armado o proyectado.


Los efectos de las cargas sísmicas se deberán investigar

utilizando el Estado Límite correspondiente a Evento Extremo I de la Tabla 3.4.1-1 junto con un factor de resistencia = 1,0; un factor de carga p = 1,0 y una metodología aceptable.

C11.8.6 En general para estimar las fuerzas estáticas

equivalentes se puede utilizar el enfoque seudoestático desarrollado por Mononobe y Okabe, siempre que los máximos empujes del suelo, activo y pasivo, se calculen utilizando un coeficiente sísmico kh = 0,5A. Al estimar el empuje sísmico lateral del suelo se pueden despreciar las fuerzas inerciales del muro. Ver el Apéndice A.

11.8.7 Protección contra la Corrosión

El nivel y la importancia de la protección contra la

corrosión se deberán determinar en función de las condiciones del terreno y de las potenciales consecuencias de la falla del muro.

C11.8.7 La protección contra la corrosión de los pilotes y los

diferentes accesorios y materiales debería ser consistente con la vida de diseño de la estructura.

11.8.8 Drenaje Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 3.11.3. La filtración se deberá controlar instalando un medio

drenante detrás del revestimiento con orificios de salida en la base del muro o próximos a la base del muro. Los paneles de drenaje deberán mantener sus características incluso bajo los empujes del suelo y las sobrecargas de diseño, y se deberán extender desde la base del muro hasta un nivel 300 mm por debajo del coronamiento del muro.

Si se utilizan paneles de drenaje detrás de un muro y es posible que el suelo saturado o húmedo detrás de los paneles estén sujetos a ciclos de congelamiento y deshielo, los muros se deberán aislar para evitar el congelamiento del suelo o bien el muro se deberá diseñar considerando las presiones que el suelo congelado ejercerá sobre el muro.

C11.8.8 En general el potencial de desarrollo de presiones

hidrostáticas detrás de un muro construido con elementos verticales discretos y horizontales discretos (muros tipo berlinés) es limitado, ya que habrá aberturas entre los elementos horizontales y el suelo detrás de los mismos será perturbado a medida que se construye el muro. Sin embargo, no se debe confiar en el potencial de filtración a través del muro si el nivel freático está a una altura mayor que un tercio de la altura del muro, ya que es importante considerar que es posible que con el tiempo las aberturas se obstruyan o taponen debido a la migración de las partículas finas de suelo. Bajo tales condiciones es probable que sea necesario utilizar un muro con elementos verticales continuos, por ejemplo un muro interceptor construido con un sistema de drenaje diseñado para manejar los flujos anticipados.


Solamente se pueden considerar presiones hidrostáticas reducidas en el diseño si se provee un drenaje positivo (por ejemplo un manto de drenaje, paneles de drenaje de materiales geocompuestos, drenes de grava con tuberías de salida, etc.) que evite la acumulación de presión hidrostática detrás del muro. Es posible que el uso de drenes de poco espesor detrás de la cara del muro no alivie completamente la presión hidrostática y provoque el aumento de las fuerzas de filtración sobre la parte posterior del muro debido a la filtración del agua de lluvia (Terzagui y Peck 1967 y Cedergreen 1989). La efectividad de las medidas de control del drenaje se deberían evaluar utilizando análisis de filtración.

11.9 MUROS ANCLADOS 11.9.1 Requisitos Generales

Los muros anclados, cuyos elementos pueden ser

propietarios, utilizan anclajes cementados, elementos de muro verticales y un revestimiento.

El uso de muros anclados, ilustrados en la Figura 1, se puede considerar para proveer apoyo temporario o permanente para masas de suelo y roca estables e inestables.

La factibilidad de utilizar un muro anclado en una ubicación determinada se deberá determinar analizando si las condiciones del suelo y la roca dentro de la zona de tesado de los anclajes adherentes son adecuadas.

Si se coloca relleno detrás del muro, ya sea alrededor de la longitud no adherente o por encima de la misma, se deberán proveer diseños y especificaciones constructivas especiales para evitar dañar los anclajes.

C11.9.1 Dependiendo de las condiciones del suelo,

generalmente es necesario utilizar anclajes para soportar los muros tipo pantalla de más de aproximadamente 3000 a 4600 mm de altura, ya sean temporarios o permanentes.

Al determinar la factibilidad de utilizar un muro anclado en una ubicación determinada también se debería considerar la disponibilidad o posibilidad de obtener servi-dumbres subterráneas y la proximidad de instalaciones enterradas respecto de la ubicación de los anclajes.

Los muros anclados que se construyen en cortes realizados en suelo o roca típicamente se construyen de arriba hacia abajo. Los muros anclados que se construyen en rellenos deben considerar la protección contra el daño de los anclajes que potencialmente pueden provocar el asentamiento del relleno y el subsuelo o las operaciones de compactación.

La mínima distancia requerida entre la zona de adherencia y la zona activa detrás del muro, 1500 mm o H/5, es necesaria para asegurar que ninguna carga de la zona adherente se transfiera hacia la zona libre de carga por transferencia a través de la columna de mortero en la zona libre de carga.


Figura 11.9.1-1 Nomenclatura relacionada con los muros anclados y lineamientos para determinar la longitud embebida de los anclajes

11.9.2 Cargas Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.6.1.2,

excepto que no será necesario considerar los efectos de la contracción y temperatura.

C11.9.2 En los muros anclados los empujes laterales del suelo

dependen de la rigidez del sistema muro-anclajes, las condiciones del suelo, el método y la secuencia constructiva y el nivel de pretensado impuesto por los anclajes. En el Artículo 3.11.5.7 y en el trabajo de Sabatini et al. (1999) el lector puede consultar diagramas de empujes aparentes de uso habitual.

11.9.3 Movimiento y Estabilidad en el Estado Límite

de Servicio 11.9.3.1 Movimiento


10.6.2, 10.7.2 y 10.8.2. En el desarrollo del diseño del muro se deberán

considerar los efectos de los movimientos del muro sobre las instalaciones adyacentes.

C11.9.3.1 El asentamiento de los elementos de muro verticales

puede provocar la reducción de las cargas en los anclajes y por lo tanto debe ser considerado en el diseño.

Los perfiles de asentamiento ilustrados en la Figura C1 fueron recomendados por Clough y O'Rourke (1990) para estimar los asentamientos superficiales del terreno adyacente a excavaciones arriostradas o ancladas que ocurren durante la excavación y la construcción del arriostramiento. Otras actividades constructivas, tales como la eliminación del agua o la construcción de fundaciones profundas dentro de la excavación, o el uso de prácticas constructivas de baja calidad también pueden provocar asentamientos significativos. Las mediciones in situ utilizadas para desarrollar la Figura C1 fueron

MORTERO PRIMARIO

PLACA DE APOYO

ELEMENTO DEAPOYO EN EL MURO

MURO (elementos verticales con revestimiento)

NIVEL TERMINADO

NIVEL DE DISEÑO

CABEZA DEL ANCLAJE ANCLAJE

VAINA

MORTERO

INCLINACIÓN DEL ANCLAJEsegún sea necesario

MAYOR VALOR ENTRE 1500 MM O H/5LONGITUD NO ADHERENTE

(Mínimo 4600 mm)

LONG.ADHERENTE

CU

BIER

TA D

E SU

ELO

segú

n se

a ne

cesa

rio

PLANO D

E FALL

A

ZONA ACTIVA

(u otr

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ALTU

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(H)

PRO

F. E

MBE

BID

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ERTI

CAL

f'45º+2


seleccionadas por los autores de manera que no incluyeran movimientos atribuibles a otras actividades constructivas o a prácticas constructivas de baja calidad. Por lo tanto, estos movimientos se deberían estimar de forma separada.

Cuando aparezca en la definición de las diferentes curvas de la Figura C1, la relación de levantamiento de la base, RBH, se deberá tomar como:

9

5,110

uBH

s s

SRg H q

(C11.9.3.1-1)

donde: Su = resistencia al corte no drenada del suelo cohesivo

(MPa)

s = densidad del suelo (kg/m3) H = altura del muro (mm) qs = presión debida a la sobrecarga (MPa) g = aceleración de la gravedad (m/sec2)

En el trabajo de Sabatini et al. (1990) el lector

encontrará información adicional sobre el efecto del diseño y la construcción de los muros anclados sobre el movimiento del muro.

0,0 0,75 1,0 2,0 3,0 4,0

2,0

1,0

0,50,3

0,0

IV

III

III

DISTANCIA A LA EXCAVACIÓNPROFUNDIDAD DE LA EXCAVACIÓN

ASEN

TAM

IEN

TOPR

OFU

ND

IDAD

DE

LA E

XCAV

ACIÓ

N %

Curva I = Arena Curva II = Arcilla rígida a muy dura Curva III = Arcilla blanda a medianamente dura, RBH = 2,0 Curva IV = Arcilla blanda a medianamente dura, RBH = 1,2

Figura C11.9.3.1-1 Perfiles de asentamiento detrás de muros arriostrados o anclados (adaptados a partir del trabajo de Clough y O'Rourke, 1990)



C11.9.3.2 En el trabajo de Sabatini et al. (1990) el lector

encontrará lineamientos detallados para evaluar la estabilidad global de los sistemas de muros anclados, incluyendo cómo incorporar las fuerzas de los anclajes en los análisis de estabilidad de taludes para equilibrio límite.

El efecto de los elementos verticales discretos, los cuales penetran planos de falla profundos y actúan como mejoradores del suelo in situ, puede ser despreciable si el porcentaje de refuerzo proporcionado por los elementos a lo largo de la superficie de falla es pequeño. Sin embargo, es posible considerar el efecto de los elementos verticales discretos modelando los elementos como una cohesión a lo largo de la superficie de falla o bien evaluando la capacidad pasiva de los elementos.

11.9.4 Seguridad contra las Fallas del Suelo 11.9.4.1 Capacidad de Carga


10.6.3, 10.7.3 y 10.8.3. La capacidad de carga se deberá determinar asumiendo

que todas las componentes verticales de las cargas se transfieren a la sección embebida de los elementos de muro verticales.

C11.9.4.1 En el caso de los elementos de muro verticales

perforados in situ, por ejemplo para los muros tipo berlinés con elementos verticales perforados, que se construyen en arena, si para calcular la capacidad por fricción lateral se utiliza el método , la profundidad z se debería tomar a partir del coronamiento del muro. Sin embargo, la tensión vertical debida a la sobrecarga 'v se debería calcular con relación a la cota de la semialtura del muro expuesto, evaluando y 'v en el punto medio de cada estrato de suelo.

11.9.4.2 Capacidad contra el Arrancamiento de los

Anclajes Los anclajes pretensados se deberán diseñar para

resistir el arrancamiento de la longitud adherente en suelo o roca. La resistencia mayorada al arrancamiento de los anclajes de eje recto en suelo o roca, QR, se determina de la siguiente manera:

R n a bQ Q d L (11.9.4.2-1)

donde:

= factor de resistencia para el arrancamiento de los anclajes (adimensional)

Qn = resistencia nominal contra el arrancamiento de los

anclajes (N) d = diámetro del orificio para el anclaje (mm)

C11.9.4.2 La capacidad contra el arrancamiento de los anclajes es

afectada por las condiciones del suelo, el método de realización de los orificios donde se instalarán los anclajes, el diámetro de dichos orificios, la longitud adherente de los anclajes, el tipo de mortero utilizado y la presión de inyección del mortero. El lector encontrará información acerca de la capacidad contra el arrancamiento de los anclajes en los trabajos de Sabatini et al. (1999), el PTI (1996), Cheney (1984) y Weatherby (1982). A modo de guía, para estimar la adherencia nominal (última) en el caso de anclajes de pequeño diámetro instalados en suelo cohesivo, no cohesivo y roca se pueden utilizar los valores presuntos indicados en las Tablas C1, C2 y C3, respectivamente. Se debe tener en cuenta que los valores indicados en las tablas pueden ser conservadores.


n = tensión nominal de adherencia del anclaje (MPa)

Lb = longitud de adherencia del anclaje (mm)

Para el diseño preliminar la resistencia de los anclajes se puede basar en los resultados de ensayos de carga de arrancamiento; se puede estimar en base a la revisión de datos geológicos, perforaciones, muestras de suelo y roca, ensayos en laboratorio y experiencias previas; o bien se puede estimar utilizando información publicada sobre la adherencia suelo/roca-mortero. Para el diseño final la documentación técnica deberá exigir que se realicen ensayos de verificación o ensayos de arrancamiento utilizando anclajes sacrificables en cada unidad de suelo para establecer longitudes de anclaje y capacidades que sean consistentes con el método de instalación elegido por el contratista. La documentación técnica también deberá establecer que posteriormente se deben realizar ensayos de comprobación en cada anclaje producido hasta 1,0 veces la carga de diseño mayorada para verificar su capacidad.

Tabla C11.9.4.2-1 Tensiones de adherencia unitarias últimas presuntas correspondientes a anclajes en suelos cohesivos, n

Tipo de anclaje/suelo (presión de inyección de mortero)

Rigidez del suelo o resistencia a la compresión

no confinada (MPa)

n (MPa)

Anclajes inyectados a gravedad (< 0,35 MPa)

Mezclas de limo y arcilla Rígidas a muy rígidas: 0,096-0,383

0,03 a 0,07

Anclajes inyectados a presión (0,35 MPa-2,8 MPa)

Arcilla altamente plástica Rígida: 0,096-0,239 Muy rígida: 0,239-0,383

0,03 a 0,10 0,07 a 0,17

Arcilla medianamente plástica Rígida: 0,096-0,239 Muy rígida: 0,239-0,383

0,10 a 0,25 0,14 a 0,35

Limo arenoso medianamente plástico

Muy rígido: 0,239-0,383 0,28 a 0,38


Tabla C11.9.4.2-2 Tensiones de adherencia unitarias últimas presuntas correspondientes a anclajes en suelos no cohesivos, n

Tipo de anclaje/suelo (presión de inyección de mortero)

Compacidad del suelo o resistencia ensayo SPT(1)

n (MPa)

Anclajes inyectados a gravedad (< 0,35 MPa)

Arena o mezclas de arena y grava Medianamente densas a densas: 11-50

0,07 a 0,14

Anclajes inyectados a presión (0,35 MPa-2,8 MPa)

Arena fina a media Medianamente densa a densa: 11-50

0,08 a 0,38

Arena media a gruesa con grava Medianamente densa: 11-30 Densa a muy densa: 30-50+

0,11 a 0,67 0,25 a 0,95

Arenas limosas - 0,17 a 0,40

Grava arenosa Medianamente densa a densa: 11-40 Densa a muy densa: 40-50+

0,21 a 1.4

0,28 a 1,4

Till glacial Denso: 31-50 0,30 a 0,52

(1) Corregida para considerar la presión debida a la sobrecarga.

Tabla C11.9.4.2-3 Tensiones de adherencia unitarias últimas presuntas correspondientes a anclajes en roca, n

Tipo de roca n (MPa)

Granito o basalto 1,7 a 3,1

Caliza dolomítica 1,4 a 2,1

Caliza blanda 1,0 a 1,4

Pizarras y lutitas duras 0,80 a 1,4

Areniscas 0,80 a 1,7

Areniscas meteorizadas 0,70 a 0,80

Lutitas blandas 0,20 a 0,80

Las tensiones de adherencia últimas presuntas indicadas en las Tablas C1 a C3 solamente deben ser utilizadas para el diseño preliminar o la evaluación de la factibilidad de utilizar anclajes de eje recto instalados en orificios de pequeño diámetro. Los anclajes inyectados a presión pueden lograr capacidades mucho mayores. La capacidad total de un anclaje inyectado a presión puede ser mayor que 2 × 106 N en suelo o mayor que 9 × 106 a 13 × 106 N en roca, aunque estos anclajes de capacidad tan elevada rara vez se utilizan para aplicaciones viales. La inyección de mortero también puede aumentar la


capacidad de carga de los anclajes rectos entre 20 y 50 por ciento o más por cada fase de inyección.

Los factores de resistencia de la Tabla 11.5.6-1, en combinación con el factor de carga correspondiente a empuje activo horizontal del suelo (Tabla 3.4.1-2), son consistentes con lo que sería requerido en base al diseño por tensiones admisibles para el diseño preliminar al arrancamiento de los anclajes (Sabatini et al. 1999). Estos factores también concuerdan con los resultados de la calibración estadística de ensayos de arrancamiento a escala real con relación a los mínimos valores de las tensiones de adherencia unitarias últimas presuntas indicadas en las Tablas C1 a C3. El uso de los factores de resistencia de la Tabla 11.5.6-1 y el factor de carga correspondiente a empuje activo horizontal del suelo de la Tabla 3.4.1-2 con otros valores presuntos de la tensión de adherencia diferentes a los valores mínimos de las Tablas C1 a C3 podría resultar en diseños no conservadores a menos que el Ingeniero tenga experiencia previa con la unidad de suelo o roca en la cual se establecerá la zona de adherencia.

Sólo se deben utilizar tensiones de adherencia presuntas mayores que los valores mínimos indicados en las Tablas C1 a C3 con extrema precaución y en base a experiencias locales exitosas, tales como un elevado porcentaje de aprobación de los ensayos de verificación en la unidad de suelo o roca especificada o en una unidad similar para la tensión de adherencia de diseño seleccionada, o resultados de ensayos de arrancamiento de anclajes en la unidad de suelo o roca especificada o en una unidad similar. Además, en algunos casos el rango de tensiones de adherencia presunta especificado es representativo de un determinado rango de condiciones del suelo. Para seleccionar tensiones de adherencia de los anclajes superiores a los valores mínimos indicados se puede considerar la existencia de condiciones del suelo que se encuentran en el extremo superior del rango especificado, particularmente si se combinan con la existencia de experiencia previa con una unidad de suelo determinada. Al seleccionar una tensión de adherencia presunta para el dimensionamiento preliminar de los anclajes se debería considerar el riesgo de no aprobación de los ensayos de verificación si en el diseño final se utilizara la tensión de adherencia seleccionada. El objetivo del diseño preliminar de los anclajes es reducir el riesgo de tener un elevado número de anclajes ya fabricados que no pasen los ensayos de verificación o comportamiento y además reducir el riesgo de tener que rediseñar el muro anclado para acomodar más anclajes si las capacidades de los anclajes pronosticadas durante el diseño preliminar fueran imposibles de lograr.

Se debería considerar verificaciones adicionales y el ensayo de las unidades de suelo o roca en la zona donde se instalarán los anclajes si el diseño preliminar de los


La carga de los anclajes deberá ser anclada mediante

una longitud embebida adecuada fuera de la superficie de falla crítica en la masa de suelo retenido.

Al determinar la longitud no adherente, la inclinación y el recubrimiento de los anclajes se deberá considerar lo siguiente:

La ubicación de la superficie de falla crítica más

alejada del muro, La mínima longitud requerida para asegurar la

mínima pérdida de pretensado de los anclajes debido a los movimientos a largo plazo del terreno,

La profundidad hasta estratos adecuados para los

anclajes, tal como se indica en la Figura 11.9.1-1, y El método de instalación e inyección de mortero en

los anclajes. La mínima separación horizontal de los anclajes

debería ser igual al mayor valor entre tres veces el diámetro de la zona adherente o 1500 mm. Si para anclar la carga requerida se requieren separaciones menores se podría considerar variar las inclinaciones de los anclajes entre anclajes alternados.

anclajes en base a las tensiones de adherencia unitarias indicadas en las Tablas C1 a C3 indican aunque sea una posibilidad marginal de que los muros anclados no serán factibles. Esto puede ocurrir debido a la falta de espacio lateral para acomodar la longitud de anclaje estimada dentro de la servidumbre o derecho de paso disponible.

Durante la construcción todos los anclajes se deben someter a ensayos de comportamiento, ensayos de verificación y/o ensayos de fluencia lenta para poder evaluar su capacidad de carga anticipada a corto y largo plazo.

La capacidad de los anclajes no se puede aumentar significativamente para longitudes de adherencia mayores que aproximadamente 12.000 mm a menos que se utilicen métodos especializados para transferir carga desde la parte superior de la zona de adherencia del anclaje hacia su extremo. Esto es particularmente crítico en el caso de suelos sensibles a las deformaciones, en los cuales la resistencia residual es significativamente menor que la resistencia pico.

La inclinación y separación de los anclajes será determinada por las condiciones del suelo y la roca, la presencia de limitaciones geométricas y la capacidad requerida de los anclajes. En el caso de los anclajes en los cuales el mortero se coloca mediante el sistema tremie típicamente se requiere un ángulo de inclinación como mínimo igual a aproximadamente 10º y un mínimo recubrimiento de suelo de aproximadamente 4500 mm para asegurar el cementado de la totalidad de la longitud adherente y para proveer suficiente recubrimiento de suelo sobre la zona de los anclajes. En el caso de los anclajes inyectados a presión generalmente el ángulo de inclinación no es crítico y será determinado fundamentalmente por las restricciones geométricas; en este caso típicamente el mínimo recubrimiento de suelo es de 1800 4500 mm. Puede ser necesario utilizar ángulos pronunciados para evitar instalar los anclajes en suelo o roca inadecuada. Algunas situaciones especiales pueden requerir anclajes horizontales o prácticamente horizontales, en cuyo caso se necesitará evidencia que indique que el recubrimiento de suelo es suficiente y que el mortero ha logrado cementar completamente los anclajes.

La intención de la mínima separación horizontal especificada para los anclajes es reducir la superposición de las tensiones de los anclajes adyacentes.

Los anclajes utilizados para muros construidos en situaciones de relleno, es decir para muros construidos de abajo hacia arriba, deberían estar encerrados en vainas protectoras a fin de evitar que se dañen durante la colocación, compactación y asentamiento del relleno.

La elección del tipo de anclaje depende de la vida de servicio anticipada, las condiciones del suelo y la roca, el nivel freático y el método constructivo.




11.6.3.6, 11.6.3.7 y 11.8.4.1.

C11.9.4.3 Sabatini et al. (1999) recomiendan utilizar métodos

tales como el Método de Broms o el Método de Wang y Reese para evaluar la resistencia pasiva y la profundidad embebida de los elementos verticales requeridas. Sin embargo, estos métodos aún no han sido calibrados para esta aplicación para el diseño por factores de carga y resistencia.

11.9.5 Seguridad contra las Fallas Estructurales 11.9.5.1 Anclajes

La componente horizontal de la fuerza de diseño del

anclaje se deberá calcular utilizando los requisitos del Artículo 11.9.2 y cualquier otra componente de empuje horizontal que actúe sobre el muro de acuerdo con el Artículo 3.11. La fuerza de diseño total del anclaje se deberá determinar en base a la inclinación del anclaje. La separación horizontal de los anclajes y la capacidad de los anclajes se deberá seleccionar de manera de proveer la fuerza de diseño total requerida.

C11.9.5.1 Los tendones de anclaje típicamente consisten en

barras, alambres o cables de acero. La selección del tipo de anclaje generalmente es responsabilidad del contratista.

En la actualidad se utilizan varios métodos que son adecuados para determinar las cargas en los anclajes. Sabatini et al. (1999) proporcionan dos métodos que se pueden utilizar: el Método de las Áreas Tributarias y el Método de la Altura Contribuyente (Hinge Method). Estos métodos se ilustran en las Figuras C1 y C2, las cuales suponen que el suelo debajo de la base de la excavación tiene resistencia suficiente para resistir la reacción R. Si el suelo que provee resistencia pasiva debajo de la base de la excavación es débil e inadecuado para soportar la reacción R, el anclaje instalado a menor cota se debería diseñar de manera que soporte tanto la carga del anclaje como se ilustra en las figuras como la reacción. La evaluación de la resistencia pasiva se describe en el Artículo 11.8.4.1. Alternativamente se pueden utilizar análisis de interacción suelo-estructura (por ejemplo viga sobre fundación elástica) para diseñar vigas continuas considerando pequeñas reacciones en la base, ya que suponer que toda la carga es soportada por el anclaje de menor cota podría ser una hipótesis excesivamente conservadora.

En ningún caso la máxima carga de ensayo debe ser menor que la carga mayorada del anclaje.


Método de las áreas tributarias Método de las articulaciones

T1 = Carga en la longitud H1+H2/2 R = Reacción en la longitud H2/2

T1 = Calculada de MC = 0 R = Empuje total del suelo T1

Figura C11.9.5.1-1 Cálculo de las cargas en los

anclajes para un muro con un solo nivel de anclajes de acuerdo con Sabatinie et al. (1999)

Método de las áreas tributarias Método de las Articulaciones

T1 = Carga en la longitud H1+H2/2 T2 = Carga en la longitud H2/2 + Hn/2 Tn = Carga en la longitud Hn/2 + Hn+1/2 R = Carga en la longitud Hn+1/2

T1 = Calculada a partir de MC = 0 T2u = Empuje total del suelo (ABCGF) T1 T2L = Calculada a partir de MD = 0 Tnu = Empuje total del suelo (CDIH) T2L TnL = Calculada a partir de ME = 0 R = Empuje total del suelo T1 T2 Tn T2 = T2u = T2L Tn = Tnu = TnL

Figura C11.9.5.1-2 Cálculo de las cargas en los

anclajes para un muro con múltiples niveles de anclajes de acuerdo con Sabatinie et al. (1999)

CR

HH

A

P

BT1

2

1H H1

2

1T B

P

A

H

R C

H

Hn

n + 1H

2H

H1

nT

T2

1T

R

P

R

T1

2T

Tn

1H

H2

Hn + 1

nH

HP

E

D

B F

C G

IJ

K

A

TT

TT

2u

2L

nu

nL

H


11.9.5.2 Elementos Verticales del Muro Los elementos de muro verticales se deberán diseñar

para resistir todas las cargas debidas al empuje horizontal del suelo, las sobrecargas, la presión hidrostática, los anclajes y las cargas sísmicas, además de la componente vertical de las cargas sobre los anclajes y cualquier otra carga vertical que corresponda. Se pueden asumir apoyos horizontales en la ubicación de cada anclaje y en el fondo de la excavación si el elemento vertical tiene una longitud embebida suficiente debajo del fondo de la excavación.

C11.9.5.2 Los elementos de muro verticales discretos son

continuos en toda su longitud, y pueden consistir en pilotes hincados, cajones, pilotes perforados y pilotes y secciones armadas instaladas en orificios preperforados y luego rellenados con hormigón estructural en la zona pasiva y hormigón magro en la sección expuesta del muro.

Los elementos de muro verticales continuos son continuos tanto en su longitud como en su ancho, aunque es posible utilizar juntas verticales para evitar la transferencia de corte y/o momento entre secciones adyacentes. Los elementos verticales continuos incluyen las tablestacas, los paneles de hormigón tipo diafragma prefabricados u hormigonados in situ, y las pantallas de cajones o pilotes tangentes.

En la Sección 4 se describen métodos de análisis estructural.

Para los muros que atraviesan o son soportados por arcillas blandas con Su < 0,15 g 's H × 10 9 puede ser necesario utilizar elementos verticales continuos que se prolonguen bastante por debajo de la base expuesta del muro para evitar el levantamiento del suelo delante del muro. En otros casos los elementos verticales se deben embeber aproximadamente 900 mm o según se requiera por motivos de estabilidad o capacidad de carga.



11.9.6 Diseño Sismorresistente Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.8.6.

11.9.6 Ver el Artículo C11.8.6.

11.9.7 Protección contra la Corrosión Los anclajes pretensados y las cabezas de los anclajes

se deberán proteger contra la corrosión de manera consistente con las condiciones del suelo y el agua subterránea en el sitio de emplazamiento. El nivel y la importancia de la protección contra la corrosión deberán determinarse en función de las condiciones del terreno y de las potenciales consecuencias de la falla de los anclajes. La protección contra la corrosión se deberá aplicar de acuerdo con los requisitos de la norma AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications, Sección 6, "Anclajes Instalados en el Terreno."

C11.9.7 La protección contra la corrosión de los pilotes y los

diferentes accesorios y materiales debería ser consistente con el nivel de protección de los anclajes y con la vida de diseño de la estructura.

11.9.8 Construcción e Instalación 11.9.8.1 Tesado y Ensayo de los Anclajes

C11.9.8.1


Todos los anclajes en producción se deberán someter a ensayos de carga y tesado de acuerdo con los requisitos de la norma AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications, Artículo 6.5.5, "Ensayo y Tesado." Si en el sitio de emplazamiento se detectan condiciones poco habituales se pueden especificar ensayos de carga previos al inicio de la fabricación para verificar la seguridad con respecto a la carga de diseño para establecer la carga última del anclaje (ensayos de arrancamiento) o para identificar la carga bajo la cual ocurre fluencia lenta excesiva.

Habitualmente se realizan ensayos de comportamiento y/o fluencia lenta sobre un determinado número de anclajes y ensayos de verificación sobre todos los demás anclajes. Ninguno de estos ensayos determinan la capacidad de carga última real de los anclajes, sino que los resultados de estos ensayos proporcionan una indicación de cómo se comportarán los anclajes bajo una carga especificada. Los ensayos de comportamiento consisten en la carga y descarga por incrementos para verificar que los anclajes tengan capacidad suficiente para resistir la carga de ensayo, verificar la longitud libre de los anclajes y evaluar las condiciones de instalación permanente de los mismos. Los ensayos de verificación, los cuales generalmente se realizan sobre cada anclaje en producción, consisten en un único ciclo de carga y descarga para verificar que los anclajes tengan capacidad suficiente para resistir la carga de ensayo y para pretensar el anclaje. Los ensayos de fluencia lenta, recomendados para el caso de suelos cohesivos con índices de plasticidad mayores que 20 por ciento y rocas blandas fuertemente meteorizadas, consisten en aplicar a los anclajes una carga sostenida, por incrementos, para evaluar el potencial de pérdida de capacidad de anclaje atribuible a la fluencia lenta.

La FHWA recomienda realizar los ensayos de carga de los anclajes hasta 125 o 150 por ciento de la carga de diseño no mayorada (Cheney 1984). También se han utilizado niveles de carga máxima comprendidos entre 125 y 200 por ciento para evaluar el potencial de sobretesado de los tendones en condiciones de servicio, para evaluar la influencia de condiciones del terreno poco habituales o variables o para evaluar los efectos de la fluencia lenta del suelo sobre la capacidad de los anclajes. Normalmente sólo se aplican cargas de ensayo mayores que 150 por ciento de la carga de diseño no mayorada en el caso de anclajes que se han de instalar en suelos cohesivos blandos o masas de suelo inestables donde se justifica investigar la pérdida del pretensado debida a la fluencia lenta. Es posible que para realizar estos ensayos sea necesario aumentar el área de acero de pretensado en el tendón de anclaje ensayado.

11.9.9 Drenaje

Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.8.8.

C11.9.9 Es posible que el uso de drenes de poco espesor detrás

de la cara del muro no alivie completamente la presión hidrostática y provoque el aumento de las fuerzas de filtración sobre la parte posterior del muro debido a la filtración del agua de lluvia (Terzagui y Peck 1967 y Cedergreen 1989). La efectividad de las medidas de control del drenaje se deberían evaluar utilizando análisis de filtración


11.10 MUROS DE TIERRA ESTABILIZADA MECÁNICAMENTE


Se puede considerar el uso de muros de tierra

estabilizada mecánicamente en los mismos casos en los cuales se considera el uso de muros de sostenimiento convencionales (de gravedad), muros tipo pantalla o muros modulares prefabricados, y particularmente en aquellos casos en los cuales se anticipan asentamientos totales y diferenciales significativos.

Cuando el ángulo interior entre dos muros que se intersecan es menor o igual que 70º, la parte afectada del muro se deberá diseñar como una estructura tipo cajón restringido internamente, utilizando coeficientes de empuje del suelo en reposo.

No se deberán utilizar muros de tierra estabilizada mecánicamente en ninguna de las situaciones siguientes:

Si se han de construir instalaciones para servicios

públicos (salvo el drenaje de la carretera) dentro de la zona reforzada, a menos que se provea acceso a las instalaciones, que este acceso no interfiera con los refuerzos y que la rotura de las tuberías de los servicios públicos no afecte negativamente la estabilidad de la estructura.

Si la erosión o socavación de la zona de inundación

puede afectar la zona de relleno armado, el revestimiento o cualquier estructura de apoyo.

Si los refuerzos pueden llegar a estar expuestos a

C11.10.1 Los sistemas de tierra estabilizada mecánicamente,

cuyos elementos pueden ser patentados o propietarios, emplean en la masa de suelo refuerzos metálicos (en forma de faja o en forma de grilla) o geosintéticos (geotextiles, mallas o fajas) junto con un revestimiento que puede ser vertical o prácticamente vertical. Los muros de tierra estabilizada mecánicamente se comportan como muros de gravedad, derivando su resistencia lateral del peso de la masa de suelo reforzado detrás del revestimiento. Si se utilizan revestimientos de espesor relativamente grande el peso propio del revestimiento también puede contribuir significativamente a la capacidad del muro. En la Figura C1 se ilustran algunos ejemplos de muros de tierra estabilizada mecánicamente.

Todos los datos disponibles indican que en los muros de tierra estabilizada mecánicamente la corrosión no se acelera debido a las corrientes desviadas que se originan en las líneas de alta tensión, gracias a la discontinuidad de los refuerzos del suelo en la dirección paralela a la fuente de la corriente desviada. Si se utilizan refuerzos metálicos en áreas en las cuales se anticipa que habrá corrientes spray a una distancia menor o igual que 60.000 mm de la estructura, y si los refuerzos metálicos están conectados continuamente en la dirección paralela a la fuente de corrientes desviadas se debería contratar un experto en corrosión para que evalúe el potencial de corrosión y los requisitos de protección. En el trabajo de Sankey y Anderson (1999) el lector encontrará información más detallada acerca de la corrosión debida a las corrientes desviadas.

Puede ser aceptable ubicar instalaciones para servicios

públicos dentro de la zona reforzada siempre y cuando se pueda acceder a las mismas sin interferir con los refuerzos y que en caso de ocurrir una rotura de las tuberías no se generen condiciones hidráulicas que pudieran afectar negativamente los refuerzos.

En los muros de tierra estabilizada mecánicamente la

pérdida del relleno reforzado trae aparejado un elevado potencial de falla catastrófica por socavación. Se podría considerar bajar la cota de la base del muro o métodos alternativos de protección contra la socavación, como por elejmplo el uso de tablestacados y/o rip-rap de tamaño suficiente hasta una profundidad suficiente para impedir la socavación.


agua superficial o subterránea contaminada por líquidos de drenaje mineros, otros contaminantes industriales o condiciones ambientales definidas como agresivas en el Artículo 7.3.6.3 de la norma AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications, a menos que se realicen estudios de corrosión o degradación a largo plazo que específicamente contemplen estas condiciones.

Figura C11.10.1-1 Ejemplos de muros de tierra estabilizada mecánicamente

Los muros de tierra estabilizada mecánicamente se deberán diseñar considerando tanto la estabilidad externa del muro como la estabilidad interna de la masa de suelo reforzado detrás del revestimiento. Se deberán considerar las fallas por estabilidad global y compuesta. También se deberá considerar el diseño estructural del revestimiento del muro.

Las especificaciones aquí incluidas para muros de tierra estabilizada mecánicamente no se aplican a los sistemas de muros de tierra estabilizada mecánicamente complejos, como por ejemplo los muros apilados (muros apilados uno sobre otro) o los muros de sección trapezoidal. Para estos casos hay lineamientos de diseño en la publicación FHWA-NHI-00-043 (Elias et al. 2001). Para estos y otros sistemas complejos también se debería evaluar la estabilidad compuesta.

Para las estructuas sencillas de geometría rectangular, con una separación relativamente uniforme entre los refuerzos y su cara prácticamente vertical, generalmente las fallas compuestas que atraviesan zonas reforzadas y no reforzadas no serán críticas. Sin embargo, se deberán considerar las fallas compuestas si existen condiciones complejas como por ejemplo cambios del tipo de suelo reforzado o refuerzos de diferentes longitudes, importantes sobrecargas, estructuras de cara inclinada, un talud en la base del muro o estructuras apiladas.

El diseño interno de los sistemas de muros de tierra estabilizada mecánicamente requiere conocer las propiedades a corto y largo plazo de los materiales utilizados para reforzar el suelo y la mecánica de suelos que determina el comportamiento de los muros.

11.10.2 Dimensiones de las Estructuras La Figura 1 ilustra las dimensiones requeridas para

Paneles derevestimiento

Base denivelación

Refuerzos del suelo

Relleno granular

Revestimiento hormigonado insitu o "shotcrete"

Muro de tierra estabilizada mecánicamente con revestimiento de hormigón colado in situo "shotcrete"

Refuerzos del suelo

Relleno granular

Refuerzos del suelo

Base denivelación

Muro de tierra estabilizada mecánicamente con paneles de revestimiento de hormigón prefabricado

Bloques derevestimiento

Muro de tierra estabilizada mecánicamente con revestimiento de bloques de hormigón


diseñar los elementos de los muros de tierra estabilizada mecánicamente.

El tamaño y la profundidad embebida de la masa de suelo reforzado se deberá determinar en base a los siguientes factores:

los requisitos para estabilidad y resistencia

geotécnica, tal como se especifican en el Artículo 11.10.5 para muros de gravedad,

los requisitos para resistencia estructural dentro de

la propia masa de suelo reforzado, tal como se especifican en el Artículo 11.10.6 para los paneles y para el desarrollo de los refuerzos más allá de las zonas de falla supuestas, y

los requisitos tradicionales para longitud de los

refuerzos, no menos que 70 por ciento de la altura del muro, salvo lo indicado en el Artículo 11.10.2.1.

Típicamente para los cálculos de estabilidad interna y externa se ignoran el peso y las dimensiones de los elementos que forman el revestimiento. Sin embargo, se pueden incluir las dimensiones y el peso del revestimiento en los cálculos de resbalamiento y capacidad de carga. Para el cálculo de la estabilidad interna se considera que las dimensiones del muro comienzan en la parte posterior de los elementos que forman el revestimiento. Figura 11.10.2-1 Dimensiones de los elementos de un muro de tierra estabilizada mecánicamente necesarios para el diseño

H

PROFUNDIDAD EMBEBIDA

LÍMITES DEL MUROPARA EL DISEÑO

PARTE SUPERIOR DE LA BASE DE NIVELACIÓN

RELLENO RETENIDO

SUP. DE FALLA PARA ESTABILIDADEXTERNA

REFUERZOS DEL SUELO

SUPERFICIE DE FALLA PARAESTABILIDAD COMPUESTARELLENO

RETENIDO

SUPERFICIE DE FALLA PARAESTABILIDAD INTERNA

MASA DE SUELO REFORZADO

ZONA ACTIVA ZONA RESISTENTE

CONEXIÓN AL REVESTIMIENTO

ESCALÓN

LONGITUD REFORZADA, L

ANCHO DE LA BASE DEL MURO, B

S v

La Le

r r r

afff

f f af

DREN

CORONAMIENTODEL MURO PARAEL DISEÑO

PANELES O UNIDADESQUE FORMAN ELREVESTIMIENTODEL MURO


11.10.2.1 Mínima Longitud de los Refuerzos Para los refuerzos tipo plancha, faja y grilla, la mínima

longitud de suelo reforzado deberá ser igual al 70 por ciento de la altura del muro medida a partir de la base de nivelación. La longitud reforzada se deberá aumentar según sea necesario para considerar las sobrecargas y demás cargas externas o la presencia de suelos de fundación blandos.

La longitud reforzada deberá ser uniforme en la

totalidad de la altura del muro, a menos que se presente evidencia que demuestre que una variación de la longitud es satisfactoria.

C11.10.2.1 En general, independientemente de la altura del muro,

históricamente se recomendaba una longitud reforzada como mínimo igual a 2400 mm, fudamentalmente debido a las limitaciones dimensionales de los equipos de compactación convencionales. Se pueden considerar longitudes reforzadas menores, del orden de 1800 mm pero nunca menores que 70 por ciento de la altura del muro, si se utilizan equipos de compactación más pequeños, se puede mantener la alineación de los paneles y se satisfacen los requisitos mínimos para la estabilidad externa del muro.

No hay ninguna justificación teórica detrás del requisito de utilizar una longitud reforzada uniforme igual al 70 por ciento de la altura del muro, pero este requisito se ha utilizado como base para numerosos diseños exitosos realizados hasta la fecha. Estudios paramétricos realizados considerando resistencias del suelo mínimas aceptables indican que para que las dimensiones de una estructura satisfagan todos los requisitos del Artículo 11.10.5 se requieren relaciones longitud-altura comprendidas entre 0,8H para el caso de las estructuras bajas (por ejemplo 3000 mm) y 0,63H para el caso de estructuras altas (por ejemplo 12.000 mm).

Sólo se pueden acortar significativamente los refuerzos por debajo del valor 0,7H recomendado si se han realizado determinaciones precisas y específicas de la resistencia del relleno no reforzado y del suelo de fundación. Christopher et al. (1990) presentan resultados que sugieren fuertemente que relaciones longitud-altura más bajas (por ejemplo 0,5H a 0,6H) aumentan sustancialmente las deformaciones horizontales.

Se pueden utilizar refuerzos de longitud no uniforme en las siguientes circunstancias:

Alargar las capas de refuerzos superiores más allá

de 0,7H de manera de satisfacer los requisitos para evitar el arrancamiento, o para considerar cargas sísmicas o de impacto.

Alargar las capas de refuerzos inferiores más allá de

0,7H de manera de satisfacer los requisitos de estabilidad global en base a los resultados de un análisis detallado de la estabilidad global.

Acortar las capas de refuerzos inferiores a menos de

0,7H para minimizar los requisitos de excavación, siempre que el muro apoye sobre roca o sobre un suelo de fundación altamente competente (ver a continuación)

Para los muros que apoyan sobre roca o sobre un suelo


de fundación altamente competente (por ejemplo SPT > 50), en lugar de retirar la roca o suelo competente, se pueden acortar los refuerzos inferiores a un mínimo de 0,4H si los refuerzos superiores se alargan para compensar los temas relacionados con la estabilidad externa. La Publicación FHWA-NHI-00-043 (Elias et al. 2001) contiene lineamientos de diseño para este caso particular.

Para condiciones de estabilidad marginal se debería considerar el uso de técnicas de mejoramiento del suelo para mejorar la estabilidad de las fundaciones o bien alargar los refuerzos.

11.10.2.2 Mínima Profundidad Embebida de la

Cara Frontal La mínima profundidad embebida de la parte inferior

de la masa de suelo reforzado (parte superior de la base de nivelación) se deberá basar en los requisitos sobre capacidad de carga, asentamiento y estabilidad determinados de acuerdo con la Sección 10.

A menos que se construya sobre fundaciones en roca, la profundidad embebida en la cara frontal del muro, en mm, no deberá ser menor que los siguientes valores:

Una profundidad basada en la profundidad de

penetración de las heladas, si es que el suelo debajo del muro es susceptible a las heladas, y los requisitos para lograr estabilidad externa, y

600 mm si se trata de terreno inclinado (pendiente

mayor o igual que 4,0H : 1,0V) o si es posible que el suelo delante de la base del muro sea removido debido a procesos erosivos o excavaciones futuras, o 300 mm si se trata de terreno llano y no existe potencial de erosión ni habrá futuras excavaciones del suelo delante de la base del muro.

En el caso de los muros construidos a lo largo de ríos y

arroyos las profundidades embebidas se deberán establecer como mínimo 600 mm por debajo de la profundidad de socavación potencial determinada de acuerdo con el Artículo 11.6.3.5.

Si hay suelos susceptibles a las heladas, en lugar de ubicar la base del muro debajo de la profundidad de penetración de las heladas una alternativa consiste en retirar el suelo dentro de la zona afectada por las heladas y reemplazarlo por un suelo granular no susceptible a las heladas.

Delante de los muros fundados sobre un talud se deberá proveer un escalón horizontal con un ancho mínimo de 1200 mm. El escalón puede ser moldeado o bien el talud puede continuar por encima de dicho nivel como se ilustra en la Figura 11.10.2-1.

C11.10.2.2 Las mínimas profundidades embebidas indicadas en la

Tabla C1 se pueden utilizar para evitar fallas por aplastamiento localizadas debajo de la base de nivelación o la zapata debidas a las mayores tensiones verticales transmitidas por el revestimiento.

Tabla C11.10.2.2-1 Mínimas profundidades embebidas de la cara frontal del muro (a título de guía)

Pendiente delante de las estructuras Mínima

profundidad embebida

para muros H / 20,0 Horizontal

para estribos H / 10,0

3,0H : 1,0V muros H / 10,0

2,0H : 1,0V muros H / 7,0

1,5H : 1,0V muros H / 5,0

Para las estructuras construidas sobre taludes se utilizan

escalones horizontales para lograr una resistencia localizada contra las fallas por aplastamiento consistente con la resistencia a las fallas generales por capacidad de carga y para permitir el acceso para realizar inspecciones y mantenimiento.


La capa de refuerzos más baja no deberá estar ubicada por encima de la superficie a largo plazo del terreno delante del muro.


Los elementos del revestimiento se deberán diseñar

para resistir la fuerza horizontal en los refuerzos en la unión entre los refuerzos y el revestimiento, tal como se especifica en los Artículos 11.10.6.2.2 y 11.10.7.3.

Además de estas fuerzas horizontales, los elementos del revestimiento también se deberán diseñar para resistir las potenciales tensiones provocadas por las operaciones de compactación cerca de la cara del muro durante la construcción del mismo.

Se puede asumir que la tracción en los refuerzos es resistida por un empuje del suelo uniformemente distribuido en la parte posterior del revestimiento.

Se deberá estabilizar el revestimiento de manera que no se deforme lateralmente y que no se combe más allá de las tolerancias establecidas.

C11.10.2.3 El Artículo C3.11.2 contiene lineamientos acerca de

cómo determinar las tensiones inducidas por la compactación del suelo. También en los trabajos de Duncan y Seed (1986) y Duncan et al. (1991) el lector encontrará información adicional. Alternativamente las tensiones debidas a la compactación se pueden abordar utilizando sistemas de revestimiento para los cuales exista experiencia previa que indique que son capaces de resistir las actividades de compactación anticipadas y que hayan exhibido un comportamiento satisfactorio a largo plazo.

11.10.2.3.1 Revestimientos Rígidos de Hormigón, Acero y Madera

Los revestimientos se deberán diseñar estructuralmente

de acuerdo con las Secciones 5, 6 y 8 según se trate de revestimientos de hormigón, acero o madera, respectiva-mente.

Si se utilizan paneles de hormigón, el espesor de los paneles en la zona de influencia y en la proximidad de la zona de influencia de las uniones embebidas deberá ser como mínimo 140 mm, mientras que en las demás zonas deberá ser como mínimo 90 mm. El mínimo recubrimiento de hormigón sobre las armaduras de los paneles deberá ser de 38 mm. En cada panel se deberá proveer armadura para resistir las condiciones de carga promedio. Se deberá proveer armadura para temperatura y contracción tal como se especifica en el Artículo 5.10.8.

La integridad estructural de los paneles de hormigón utilizados como revestimiento se deberá evaluar considerando el corte y momento flector entre los refuerzos del suelo unidos a los paneles de revestimiento de acuerdo con la Sección 5.

Si se utilizan bloques de hormigón para construir revestimientos por segmentos, los cálculos de estabilidad del revestimiento deberán incluir una evaluación de la máxima separación vertical entre capas de refuerzos, la máxima altura de revestimiento admisible por encima de la capa superior de refuerzos, la capacidad de corte entre las unidades y la resistencia a la combadura del revestimiento. La máxima separación entre las capas de refuerzos deberá ser menor o igual que dos veces el ancho Wu de uno de los

C11.10.2.3.1 Los mínimos espesores de panel y recubrimientos de

hormigón especificados reconocen el hecho de que muchas veces se utilizan muros de tierra estabilizada mecánicamente en lugares donde los paneles pueden estar expuestos a salpicaduras de agua salada y/u otros ambientes corrosivos. Los espesores mínimos también reflejan tolerancias razonables para el espesor de los paneles y la colocación de refuerzos y conectores, es decir tolerancias que se puedan lograr en las construcciones prefabricadas.

En base a investigaciones realizadas por Allen y Bathurst (2001), los revestimientos construidos por segmentos con bloques de hormigón se comportan como revestimientos muy rígidos debido a la capacidad de los bloques de transmitir momento en dirección vertical en toda la columna de bloques, y aparentemente tienen mayor rigidez que los revestimientos construidos con paneles de hormigón prefabricados.

La experiencia indica que, en el caso de los revestimientos construidos por segments con bloques de hormigón, la distancia horizontal entre las secciones o fajas utilizadas para reforzar el suelo se debería limitar a un máximo igual al ancho de un bloque para limitar la combadura del revestimiento entre diferentes niveles de refuerzos o la acumulación de tensiones inaceptables que podrían afectar el comportamiento del revestimiento. Si se utiliza armadura horizontalmente discontinua, es decir una armadura con una relación de cobertura Rc < 1, se debería


bloques de hormigón (ilustrado en la Figura 11.10.6.4.4b-1) o menor o igual que 810 mm, cualquiera sea el valor que resulte menor. La máxima altura del revestimiento por encima de la capa superior de refuerzos deberá ser menor o igual que 1,5Wu o menor o igual que 600 mm, cualquiera sea el valor que resulte menor, siempre que mediante cálculos detallados se demuestre que el revestimiento por encima de la capa superior de refuerzos es estable contra las fallas por desmoronamiento. La máxima profundidad del revestimiento por debajo de la capa inferior de refuerzos deberá ser menor o igual que el ancho Wu de los bloques de hormigón que se han de utilizar para construir el revestimiento por segmentos.

evaluar la capacidad del revestimiento para transmitir momentos horizontalmente al puente a través de las discontinuidades horizontales entre los refuerzos.

11.10.2.3.2 Revestimientos Flexibles Si se utilizan revestimientos de mallas soldadas, metal

expandido u otros elementos similares, el revestimiento se deberá diseñar de manera de evitar que se produzcan combaduras excesivas cuando el relleno detrás del revestimiento se comprima debido a las tensiones de compactación o al peso propio del relleno. Esto se puede lograr limitando las dimensiones verticales de los elementos individuales del revestimiento y la separación vertical y horizontal entre las capas de refuerzos del suelo, y exigiendo que el revestimiento tenga un adecuado deslizamiento vertical y superposición entre elementos adyacentes.

La parte superior del revestimiento flexible en el coronamiento del muro deberá estar unido a una capa de refuerzos del suelo para lograr estabilidad.

En general, los revestimientos geosintéticos utilizados en muros permanentes no deberán permanecer expuestos a la luz solar (específicamente a la radiación ultravioleta). Si un revestimiento geosintético ha de permanecer permanentemente expuesto a la luz solar el geosintético se deberá estabilizar de manera que sea resistente a la radiación ultravioleta. Se deberán proveer datos de ensayos específicos del producto a utilizar que se puedan extrapolar considerando la vida de diseño anticipada y que demuestren que el producto será capaz de comportarse de la manera pretendida en un ambiente expuesto.

C11.10.2.3.2 La experiencia indica que en el caso de los

revestimientos construidos con mallas soldadas, metal expandido u otros elementos similares la separación vertical entre los refuerzos se debería limitar a un máximo de 600 mm y la distancia horizontal entre los refuerzos del suelo se debería limitar a 900 mm para limitar la combadura de los paneles entre los diferentes niveles de refuerzos. Se debería evaluar el módulo de sección del revestimiento y se deberían proveer cálculos que justifiquen la separación entre refuerzos, la cual deberá satisfacer los requisitos sobre combadura indicados en el Artículo C11.10.4.2.

11.10.2.3.3 Corrosión en los Revestimientos de los Muros de Tierra Estabilizada Mecánica-mente

Se deberá evitar el contacto entre las conexiones de los

refuerzos del suelo y la armadura de acero del revestimiento de hormigón a fin de evitar que haya contacto entre metales diferentes, por ejemplo, entre el acero utilizado para las armaduras del revestimiento y el acero galvanizado utilizado para los refuerzos del suelo.

C11.10.2.3.3 En este caso el contacto entre los dos aceros diferentes

se puede evitar colocando un material no conductor entre las conexiones de los refuerzos del suelo y las armaduras del revestimiento de hormigón. Los ejemplos de las medidas que se pueden utilizar para mitigar la corrosión incluyen, entre otros, la aplicación de recubrimientos sobre


Si se anticipa la presencia de salpicaduras de agua salada se deberá proveer un sistema de protección contra la corrosión.

el acero, el uso de selladores o el uso de paneles de mayor espesor.

11.10.3 Cargas Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.6.1.2,

excepto que no será necesario considerar que los efectos de contracción y temperatura entran en contacto con los elementos de muro de acero.


11.10.4.1 Asentamiento

Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.6.2

según corresponda. El asentamiento admisible de los muros de tierra

estabilizada mecánicamente se deberá basar en la capacidad de deformación longitudinal del revestimiento y el propósito final de la estructura.

Si las condiciones de fundación indican que en una distancia horizontal corta habrá grandes asentamientos diferenciales se deberán proveer juntas de deslizamiento en toda la altura del muro.

También se deberá evaluar el asentamiento diferencial entre el frente y la parte posterior del muro, particular-mente considerando su efecto sobre la deformación, la alineación y las tensiones en las conexiones del revestimiento.

C11.10.4.1 En el caso de los sistemas con revestimiento formado

por paneles rígidos de hormigón y en los cuales el ancho máximo de las juntas es de 19 mm, la máxima pendicnte admisible resultante del asentamiento diferencial calculado se puede tomar como se indica en la Tabla C1.

Tabla C11.10.4.1-1 Guía para limitar la distorsión de los revestimientos de hormigón prefabricado utilizados en muros de tierra estabilizada mecánicamente

Asentamiento diferencial límite

Ancho de las juntas (mm)

Área 2.800.000 mm2

2.800.000 mm2 Área 7.000.000

mm2

19 1/100 1/200

13 1/200 1/300

6 1/300 1/600

Para los muros de tierra estabilizada mecánicameante

con revestimientos de paneles de hormigón prefabricado el asentamiento total se debería limitar a 50 mm y el asentamiento diferencial límite debería ser de 1/500. Para los muros con revestimientos de bloques de hormigón construidos por segmentos el asentamiento diferencial límite debería ser de 1/200. Para los muros con revestimientos de mallas de alambres soldados o muros en los cuales se coloca un revestimiento de hormigón in situ o "shotcrete" una vez que básicamente ha finalizado el asentamiento del muro, el asentamiento diferencial límite debería ser de 1/50. Estos criterios para el asentamiento diferencial límite consideran exclusivamente las necesidades estructurales del revestmiento. Es posible que sea necesario aplicar criterios más estrictos para satisfacer requisitos estéticos.


11.10.4.2 Desplazamiento Lateral Los desplazamientos laterales de un muro se deberán

estimar en función de la rigidez global de la estructura, el grado de compactación, el tipo de suelo, la longitud de los refuerzos utilizados, el grado de ajuste de las conexiones entre los refuerzos y el revestimiento, y la deformabilidad del sistema de revestimiento; alternativamente se deberán basar en comportamientos de muros que se hayan monitoreado.

C11.10.4.2 La Figura C1 permite obtener una estimación de primer

orden de los desplazamientos laterales de un muro que ocurren durante su construcción para el caso de muros simples de tierra estabilizada mecánicamente construidos sobre fundaciones firmes. Si se anticipan asentamientos verticales significativos o si hay grandes sobrecargas presentes es posible que los desplazamientos laterales sean considerablemente mayores. La Figura C1 sirve como guía para establecer un desplome adecuado para la cara del muro, para obtener un muro prácticamente vertical o para determinar las luces mínimas entre la cara del muro y un objeto o estructura adyacente.

En base a muros de 6100 mm de altura, el desplazamiento relativo aumenta aproximadamente 25% por cada 0,0192 MPa de sobrecarga. La experiencia indica que en el caso de muros de mayor altura el efecto de la sobrecarga de suelo puede ser aún mayor.

Nota: Esta figura sólo debe ser utilizada a modo de guía. El desplazamiento real dependerá no sólo de los parámetros especificados en la figura sino también de las características del suelo, de los esfuerzos de compactación y de la calidad de trabajo del contratista.

Figura C11.10.4.2-1 Curva empírica para estimar el

desplazamiento lateral anticipado durante la construc-ción de un muro de tierra estabilizada mecánicamente

Para los muros con revestimiento de mallas de

alambres soldados u otros revestimientos similares, la máxima combadura admisible del revestimiento entre las conexiones de los refuerzos del suelo, tanto horizontal como verticalmente, es de aproximadamente 50 mm. Para

DES

PLAZ

AMIE

NTO

REL

ATIV

O,

R

00 0,5 1,0 1,5

L/H

1

2

3

máx = R · H/250 (inextensible) máx = R · H/75 (extensible)

Donde: máx = máximo desplazamiento (mm)

H = altura del muro (mm) R = coeficiente de desplazamiento relativo (empírico)


los revestimientos geosintéticos la máxima combadura del revestimiento entre capas de refuerzos debería ser de aproximadamente 70 mm para una separación vertical entre refuerzos de 300 mm hasta 125 mm para una separación vertical entre refuerzos de 600 mm.



Además, para los muros de tierra estabilizada mecánicamente de geometría compleja también se deberán investigar las superficies de falla compuestas que atraviesan una porción de la masa de suelo reforzado como se ilustra en la Figura 1, especialmente si el muro está ubicado en terreno inclinado o blando donde la estabilidad global podría no ser adecuada. En el análisis del equilibrio límite para la estabilidad de taludes las resistencias a largo plazo de cada capa de refuerzo de suelo intersecada por la superficie de falla se deberían considerar como fuerzas restablecedoras.

Figura 11.10.4.3-1 Estabilidad global y compuesta de un sistema de muros de tierra estabilizada mecánica-mente de geometría compleja

11.10.5 Seguridad contra las Fallas del Suelo (Estabilidad Externa)


Las estructuras de tierra estabilizada mecánicamente se

deberán dimensionar de manera que satisfagan los criterios de excentricidad y resbalamiento normalmente asociados con las estructuras que trabajan por gravedad.

La seguridad contra las fallas del suelo se deberá evaluar suponiendo que la masa de suelo reforzado es un cuerpo rígido. El coeficiente de empuje activo del suelo,

C11.10.5.1 Rara vez son los requisitos sobre la excentricidad los

que determinan el diseño. Por lo general son el resbalamiento y la estabilidad global los que determinan el diseño de las estructuras de más de 9000 mm de altura, las estructuras construidas sobre suelos de fundación débiles, o las estructuras cargadas con sobrecargas inclinadas.

Superficies de falla paraestabilidad compuesta

Superficie de falla para estabilidad global


ka, utilizado para calcular el empuje del suelo retenido detrás de la masa de suelo reforzado se deberá determinar utilizando el ángulo de fricción del suelo retenido. En ausencia de datos específicos, para los suelos granulares se puede utilizar un ángulo de fricción de 30º. Se deberán realizar ensayos para determinar el ángulo de fricción de los suelos cohesivos, considerando tanto condiciones drenadas como no drenadas.

11.10.5.2 Cargas Para el diseño de los muros de tierra estabilizada

mecánicamente las distribuciones del empuje lateral del suelo se deberán tomar como se especifica en el Artículo 3.11.5.8. Para el estudio de la estabilidad externa e interna las cargas se deberán aplicar como se especifica en los Artículos 11.10.5 y 11.10.6, respectivamente. Las sobrecargas se deberán aplicar como se especifica en el Artículo 11.10.11. Para estas cargas se deberán aplicar los factores de carga especificados en el Artículo 11.5.5.

Solamente para el cálculo de la estabilidad externa, los coeficientes de empuje activo del suelo para el suelo retenido, es decir para el relleno detrás de la masa de suelo reforzado, se deberán tomar como se especifica en el Artículo 3.11.5.3 con = .

Las sobrecargas permanentes, si corresponde, se deberán tomar en cuenta de acuerdo con el Artículo 11.10.10.

Para investigar la estabilidad frente al resbalamiento y la excentricidad se deberá considerar que las sobrecargas continuas debidas al tráfico actúan más allá del extremo de la zona reforzada como se ilustra en la Figura 1. Para estas cargas se deberán aplicar los factores de carga especificados en el Artículo 11.5.5.

C11.10.5.2 Las Figuras 3.11.5.8.1-1, 3.11.5.8.1-2 y 3.11.5.8.1-3

ilustran distribuciones del empuje lateral del suelo para la estabilidad externa de los muros de tierra estabilizada mecánicamente con relleno de superficie horizontal, relleno de superficie inclinada y relleno de superficie quebrada, respectivamente.


Figura 11.10.5.2-1 Estabilidad externa para un muro con relleno de superficie horizontal y sobrecarga debida al tráfico


Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.6.3.3 El coeficiente de fricción por deslizamiento en la base

de la masa de suelo reforzado se deberá determinar utilizando el ángulo de fricción del suelo de fundación. Si los refuerzos del suelo son discontinuos, como por ejemplo en forma de fajas, el ángulo de fricción por deslizamiento se deberá tomar como el menor valor entre el r del suelo reforzado y el f del suelo de fundación. Si los refuerzos del suelo son continuos, por ejemplo en forma de mallas o láminas, el ángulo de fricción de resbalamiento se deberá tomar como el menor valor entre r, f y , siendo el ángulo de fricción en la interfase entre el suelo y los refuerzos. En ausencia de datos específicos estará permitido utilizar un ángulo de fricción máximo, f, igual a 30º y un ángulo de fricción máximo en la interfase suelo-refuerzos, , igual a 2/3 f.

C11.10.5.3 Si los elementos utilizados para el revestimiento tienen

un espesor relativamente importante se pueden incluir las dimensiones y el peso del revestimiento en el cálculo del resbalamiento y el vuelco, es decir se puede utilizar B en lugar de L, tal como se ilustra en la Figura 11.10.5.2-1.

11.10.5.4 Capacidad de Carga Para calcular la capacidad de carga se deberá suponer

una zapata equivalente cuya longitud es igual a la longitud del muro y cuyo ancho es igual a la longitud de la faja de refuerzo a nivel de la fundación. Las presiones de contacto se deberán calcular utilizando una distribución uniforme de las presiones en un ancho de zapata determinado de

C11.10.5.4 El efecto de la excentricidad y la inclinación de la carga

se considera utilizando un ancho efectivo, B' = L 2e, en lugar del ancho real.

Si los elementos utilizados para el revestimiento tienen un espesor relativamente importante sería razonable incluir las dimensiones y el peso del revestimiento en el cálculo

H/3 H

/2

B

L

eje

HV = g HL x 101

-9r


r r r

afff

q

q

Releno de superficie horizontal con sobrecarga debida al tráfico

Hipótesis para el cálculo de la capacidadde carga y la estabilidad global

Hipótesis para el cálculo del vuelcoy la resistencia al resbalamiento

F = q H Kaf2

F = 12 g H k x 101-9

f a2

Relleno retenido


acuerdo con los requisitos de los Artículos 10.6.3.1 y 10.6.3.2.

Si hay suelos blandos o terreno inclinado delante del

muro, al evaluar la capacidad de carga se deberá tomar en cuenta la diferencia entre las tensiones de contacto calculadas para la zona de suelo reforzado y las tensiones de contacto localizadas debajo de los elementos del revestimiento. En ambos casos la base de nivelación deberá estar adecuadamente embebida para satisfacer los requisitos de capacidad de carga.

de la capacidad de carga, es decir utilizar B en lugar de L, tal como se ilustra en la Figura 11.10.5.2-1.

Observar que cuando la excentricidad e es negativa B' = L.

Debido a la flexibilidad de los muros de tierra estabilizada mecánicamente no se puede desarrollar una distribución triangular de las presiones en la base del muro, ni siquiera si el muro está fundado en roca, ya que la masa de suelo reforzado tiene una capacidad limitada para transmitir momento. Por lo tanto, la distribución uniforme de la presión de contacto es adecuada para los muros de tierra estabilizada mecánicamente fundados tanto en suelo como en roca.

Las tenciones de apoyo concentradas provocadas por el peso del revestimiento en suelo blando podrían generar una concentración de tensiones en la conexión entre los elementos del revestimiento y los refuerzos del relleno detrás del muro.

10.11.5.5 Vuelco Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.6.3.3.

11.10.6 Seguridad contra las Fallas Estructurales (Estabilidad Interna)


La seguridad contra las fallas estructurales se deberá

evaluar considerando el arrancamiento y la rotura de los refuerzos.

Se puede realizar una estimación preliminar del tamaño estructural de la masa de suelo estabilizado en base al arrancamiento de los refuerzos más allá de la zona de falla, para lo cual la resistencia se especifica en el Artículo 11.10.6.3.

C11.10.6.1 Los factores de resistencia especificados en el Artículo

11.5.6 son consistentes con el uso de relleno seleccionado en la zona reforzada, colocado homogéneamente y controlado cuidadosamente en obra para verificar que satisfaga la Sección 7 de la norma AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications. Los factores se basan en la construcción exitosa de miles de estructuras de acuerdo con estos criterios, y en el uso de factores de resistencia contra el arrancamiento conservadores que representan elevados límites de confianza.

11.10.6.2 Cargas

La carga en los refuerzos se deberá determinar en dos

ubicaciones críticas: en la zona de máxima tensión y en la conexión con la cara del muro. El potencial de rotura y arrancamiento de los refuerzos se deberá evaluar en la zona de máxima tensión, la cual se supone ubicada en el límite entre la zona activa y la zona resistente ilustrada en la Figura 11.10.2-1. También se deberá evaluar el potencial de rotura y arrancamiento de los refuerzos en la conexión entre los refuerzos y el revestimiento del muro.

C11.10.6.2 Las cargas que soportan los refuerzos en los muros de

tierra estabilizados mecánicamente son el resultado de los empujes verticales y laterales que existen dentro de la masa de suelo reforzado, la extensibilidad de los refuerzos, la rigidez del revestimiento, la restricción de la base del muro y la rigidez y resistencia del relleno de suelo dentro de la masa de suelo reforzado. La extensibilidad y el material con que están hechos los refuerzos son factores fundamentales para determinar la carga sobre los mismos.


El máximo ángulo de fricción utilizado para calcular la fuerza horizontal dentro de la masa de suelo reforzado se deberá considerar igual a 34º, a menos que se realicen ensayos de corte triaxial o directo de acuerdo con las normas AASHTO T 234-74 y T 236-72, respectivamente, sobre el relleno seleccionado específicamente para el proyecto en cuestión a fin de determinar su resistencia friccional. No se deberá utilizar un ángulo de fricción mayor que 40º en combinación con el Método Simplificado, aún cuando el ángulo de fricción medido sea mayor que 40º.

En general, los refuerzos inextensibles consisten en fajas metálicas, mallas de barras o mallas de alambres soldados, mientras que los refuerzos extensibles consisten en geotextiles o geomallas. Los refuerzos inextensibles alcanzan su resistencia pico bajo deformaciones específicas menores que las necesarias para que el suelo alcance su resistencia pico. Los refuerzos extensibles alcanzan su resistencia pico bajo deformaciones específicas mayores que las necesarias para que el suelo alcance su resistencia pico. Los modos de falla por estabilidad interna incluyen la rotura de los refuerzos del suelo (estado límite de resistencia) y el alargamiento excesivo de los refuerzos bajo la carga de diseño (estado límite de servicio). Actualmente para el diseño de la estabilidad interna no se evalúa el estado límite de servicio. La estabilidad interna se determina igualando la carga de tracción mayorada aplicada a los refuerzos con la resistencia a la tracción mayorada de los refuerzos, siendo la resistencia a la tracción determinada por la rotura y el arrancamiento de los refuerzos.

Comparando los datos obtenidos de ensayos a escala real con los obtenidos aplicando el Método Simplificado u otros métodos de diseño aceptables (ver Artículo 11.10.6.2.1) se observa que estos métodos subestiman significativamente las cargas que actúan sobre los refuerzos si se utilizan ángulos de fricción mayores que 40º. Esta recomendación se aplica a los ángulos de fricción determinados mediante ensayos de corte triaxial o directo, ya que el Método Simplificado fue calibrado utilizando resistencias al corte del suelo obtenidas usando ensayos triaxiales o ensayos de corte directo (ver Allen et al. 2001).

11.10.6.2.1 Máximas Cargas en los Refuerzos Las máximas cargas en los refuerzos se deberán

calcular utilizando el enfoque del Método Simplificado. Para este enfoque la carga en los refuerzos se deberá obtener multiplicando el empuje vertical del suelo en los refuerzos por un coeficiente de empuje lateral, y aplicando el empuje lateral resultante al área tributaria de los refuerzos.

A discreción del propietario o de la organización fiscalizadora, se podrán utilizar otros métodos de diseño publicados y aceptados para calcular las cargas en los refuerzos, siempre que el diseñador desarrolle factores de resistencia específicos para el método empleado.

La tensión horizontal mayorada, H, en cada nivel de

refuerzos se deberá determinar como:

C11.10.6.2.1 Las especificaciones de diseño incluidas en el presente

documento asumen que el revestimiento combinado con el relleno reforzado actúan como una unidad coherente formando una estructura de sostenimiento que trabaja por gravedad. Investigaciones realizadas por Allen y Bathurst (2001) indican que la carga en los refuerzos varía linealmente con la separación entre refuerzos hasta una separación vertical de 810 mm o más, aunque no se debería utilizar una separación vertical entre refuerzos de esta magnitud a menos que el revestimiento se considere adecuadamente rígido para evitar combaduras excesivas entre capas (ver Artículo C11.10.2.3.2).

Estas especificaciones para muros de tierra estabilizada mecánicamente también asumen que dentro de un mismo muro no se combinan refuerzos inextensibles con refuerzos extensibles. Se recomienda no utilizar este tipo de combinaciones.

El método para calcular Tmáx se desarrolló empíricamente a partir mediciones de la deformación


H P v r Hk (11.10.6.2.1-1)

donde:

P = factor de carga correspondiente al empuje vertical del suelo EV, de la Tabla 3.4.1-2

kr = coeficiente de empuje horizontal (adimensional)

v = presión debida a la resultante de las fuerzas gravitatorias del peso propio del suelo dentro e inmediatamente por encima del relleno reforzado detrás del muro, y cualquier sobrecarga presente (MPa)

H = tensión horizontal en el nivel de refuerzos debida a cualquier sobrecarga horizontal concentrada aplicable de acuerdo con lo especificado en el Artículo 11.10.10.1 (MPa)

Para el cálculo de la máxima carga en los refuerzos la

tensión vertical se deberá determinar como se indica en las Figuras 1 y 2.

específica de los refuerzos de muros a escala real bajo condiciones de trabajo. Las deformaciones específicas se convirtieron en cargas utilizando los módulos de elasticidad de los refuerzos. Por otra parte, el factor de carga EV se determinó considerando el empuje vertical ejercido por una masa de suelo sin inclusiones y se calibró para incorporar las incertidumbres inherentes a la determinación de la estabilidad externa de un muro mediante el método de las tensiones admisibles. EV no se puede aplicar directamente a las cargas de los refuerzos internos de los muros de tierra estabilizada mecánica-mente, ya que EV no se calibró considerando la estabilidad interna de un sistema de refuerzos.

El uso de EV como factor de carga para este caso se considera una medida interina hasta que haya más información disponible que permita cuantificar la dispersión de los datos y la incertidumbre asociadas con la predicción de las cargas.

Las sobrecargas de suelo de superficie inclinada se consideran mediante una sobrecarga uniforme equivalente y suponiendo que la superficie de la sobrecarga es horizontal. Para este cálculo la profundidad Z se considera a partir del coronamiento del muro en la cara del muro, excluyendo cualquier elemento o accesorio no estructural.

Máx. tensión: v = g r Z × 10 9 + q + v Arrancamiento: v = g r Z × 10 9 + v Nota: v se determina a partir de la Figura 11.10.10.1-1 H es la altura total del muro en la cara.

Figura 11.10.6.2.1-1 Cálculo del empuje vertical para el caso de relleno de superficie horizontal, incluyendo las sobrecargas, para el análisis de la estabilidad interna

q q

Masa de suelo reforzado

Hipótesis para el cálculo de la máxima tensión horizontal, nopara el arrancamiento

Relleno retenido

L

Z

eje

V1 = g Z L x 10-9

k kr r r a kf f af

r

Cualquier altura del muro

Z H


Máx. tensión: S = (1/2) L tan v = g r Z × 10 9 + (1/2) L (tan ) g f × 10 9

Determinar kaf usando un ángulo igual a Determinar kr a partir de la Figura 3 Arrancamiento: v = g r Zp × 10 9 y Zp Z + S Nota: H es la altura total del muro en la cara. Figura 11.10.6.2.1-2 Cálculo del empuje vertical para el caso de relleno de superficie inclinada, incluyendo las sobrecargas, para el análisis de la estabilidad interna

El coeficiente de empuje lateral del suelo kr se determina aplicando un multiplicador al coeficiente de empuje activo del suelo, ka, determinado utilizando la Ecuación 3.11.5.3-1, pero asumiendo que no hay fricción en el muro, es decir = .

El multiplicador a aplicar a ka se deberá determinar como se indica en la Figura 3.

La carga mayorada aplicada a los refuerzos, Tmáx, se deberá determinar utilizando una carga por unidad de ancho de muro de la siguiente manera:

máx H vT S (11.10.6.2.1-2)

donde:

H = tensión horizontal mayorada del suelo en los refuerzos (MPa)

Sv = separación vertical de los refuerzos (mm)

No se debería utilizar una separación vertical, Sv, mayor

que 810 mm si no se cuenta con datos de ensayos a escala real (por ejemplo cargas y deformaciones unitarias en los

Debido a que se asume que = y a que para la estabilidad interna siempre se supone igual a cero, en el caso de un muro vertical la expresión de Coulomb se puede simplificar matemáticamente y expresar como la forma más sencilla de la expresión de Rankine.

2 '

tan 452

fak (C11.10.6.2.1-1)

Si la cara del muro es inclinada se puede utilizar la

siguiente forma simplificada de la expresión de Coulomb:

2

23

sin '

sin 'sin 1

sin

fa

f

k (C11.10.6.2.1-2)

siendo las variables como se define en la Figura 3.11.5.3-1.

En base a la Figura 3, el multiplicador ka es función del tipo de refuerzos y de la profundidad de los refuerzos con respecto al coronamiento del muro. Si fuera necesario se

L/2

L

Z

SZ =p profundidad de suelo en la

capa de refurerzos al inicio de la zona resistente, para el cálculo del arrancamiento

Cualquier alturaZ < H


Relleno retenido

r rk ka r

V1 = g ZL x10-9

fkaff

2

r

L tan -9= g ×102 f2


refuerzos y deformaciones totales) que confirmen que es aceptable utilizar separaciones verticales mayores.

Las sobrecargas se deberán ubicar de manera que produzcan las solicitaciones extremas. Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 3.11.6.

pueden desarrollar multiplicadores para otros tipos de refuerzos analizando mediciones de las cargas y deformaciones de los refuerzos en estructuras construidas a escala real.

Figura 11.10.6.2.1-3 Variación de la relación entre los coeficientes de empuje lateral kr/ka en función de la profundidad en un muro de tierra estabilizada mecánicamente

11.10.6.2.2 Cargas en los Refuerzos en la Conexión con la Cara del Muro

Para todos los tipos de sistemas de muro,

independientemente del tipo de revestimiento y refuerzos, la carga de tracción mayorada aplicada a la conexión de los refuerzos en la cara del muro, To, deberá ser igual a la máxima tensión mayorada en los refuerzos, Tmax.

11.10.6.3 Arrancamiento de los Refuerzos del Suelo 11.10.6.3.1 Límite entre la Zona Activa y la Zona

Resistente Para los sistemas de muros inextensibles y extensibles

la ubicación de la zona de máxima tensión, es decir el límite entre la zona activa y la zona resistente, se deberá determinar como se ilustra en la Figura 1. Para todos los sistemas de muros se deberá suponer que la zona de máxima tensión comienza en la parte posterior de los elementos del revestimiento en la base del muro.

Para los sistemas de muros extensibles con su cara

kr a/ k0

01,0 1,2 1,7 2,5

6000 mm

1,0 1,2

*Geo

sint

étic

os

Faja

s m

etál

icas

Mallas

de ba

rras

y alam

bres

solda

dos

Prof

undi

dad

deba

jo d

el c

oron

amie

nto

del m

uro,

Z

* No se aplica a los refuerzos poliméricos en forma de faja


inclinada menos de 10º respecto de la vertical, la zona de máxima tensión se deberá determinar usando el método de Rankine. Debido a que el método de Rankine no puede tomar en cuenta la inclinación de la cara del muro ni el efecto de las sobrecargas concentradas sobre la zona de relleno reforzado, en el caso de los muros con armadura extensible que tienen una inclinación significativa, definida como 10º o más respecto de la vertical, para determinar la ubicación de la zona de máxima tensión se deberá utilizar el método de Coulomb junto con las sobrecargas concentradas.

Para muros verticales:

r= 45 +2

Para muros con su cara inclinada más de 10º respecto de la vertical: tan tan tan cot 90 1 tan 90 cot 90

1 tan 90 tan cot 90r r r r r

r rr-tan

donde = y todas las demás variables son como se define en la Figura 3.11.5.3-1.

Figura 11.10.6.3.1-1 Ubicación de la superficie de falla potencial para el cálculo de la estabilidad interna de los muros de tierra estabilizada mecánicamente

L

La eL

1H

H

H2

1

1H2

10,3H*Zona de máxima tensión osuperficie de falla potencial

Refuerzos del suelo

ZonaActiva

L

H

La eL

Zona de máxima tensión osuperficie de falla potencial

ZonaActiva

Refuerzos del suelo

ZonaResistente

ZonaResistente

(a) Refuerzos inextensibles

tan x 0,3 HH = H +1

1 - 0,3 tan

* Aunque la cara del muro tenga una

inclinación mayor que 10º igualmente se requiere un defasaje de 0,3H1. La parte superior de la zona de máxima tensión debería ser paralela a la cara del muro.

(b) Refuerzos extensibles


11.10.6.3.2 Diseño contra el Arrancamiento de los Refuerzos

Se deberá verificar la resistencia contra el

arrancamiento de los refuerzos en todos los niveles. Para este cálculo sólo se deberá utilizar la longitud de arrancamiento efectiva que se extiende más allá de las superficies de falla teóricas indicadas en la Figura 11.10.6.3.1-1. En la zona resistente se deberá utilizar una longitud mínima, Le, igual a 900 mm. La longitud total de refuerzo requerida para evitar el arrancamiento es igual a La + Le, tal como se ilustra en la Figura 11.10.6.3.1-1.

Observar que en el cálculo de la resistencia contra el arrancamiento se ignoran las cargas correspondientes al tráfico (ver Figura 11.10.6.2.1-1).

La longitud efectiva requerida para evitar el arrancamiento se deberá determinar aplicando la siguiente expresión:

.

*máx

ev c

TLF C R

(11.10.6.3.2-1)

donde: Le = longitud de los refuerzos en la zona resistente (mm) Tmáx = carga mayorada aplicada en el refuerzo, determinada

mediante la Ecuación 11.10.6.2.1-2 (N/mm)

= factor de resistencia correspondiente al arranca-miento de los refuerzos, obtenido de la Tabla 11.5.6-1 (adimensional)

F* = factor de fricción para el arrancamiento de los

refuerzos (adimensional)

= factor de corrección que considera los efectos de la escala (adimensional)

v = tensión vertical no mayorada al nivel de los

refuerzos en la zona resistente (MPa) C = factor que considera la geometría del área

superficial de los refuerzos en base al perímetro bruto de los refuerzos; para los refuerzos en forma de faja, malla y lámina (es decir para los refuerzos de dos lados) este factor es igual a 2 (adimensional)

Rc = relación de cobertura de los refuerzos, especificada

en el Artículo 11.10.6.4.1 (adimensional) F* y se deberán determinar en base a ensayos de

arrancamiento realizados sobre los refuerzos específicos a utilizar y el material de relleno proyectado o un material

C11.10.6.3.2

*v eF C L es la resistencia última al arrancamiento Pr

por unidad de ancho de los refuerzos. El Apéndice A de la publicación FHWA-NHI-00-043

(Elias et al. 2001) contiene procedimientos para realizar e


equivalente, o bien se podrán estimar empírica o teóricamente.

En el caso de los materiales de relleno estándares (ver el Artículo 7.3.6.3 de la norma AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications), excepto para las arenas uniformes (es decir arenas con un coeficiente de uniformidad Cu = D60/D10 < 4), si no hay datos de ensayos disponibles, para F* y se pueden utilizar los valores conservadores por defecto indicados en la Figura 1 y la Tabla 1. Si se utilizan fajas de acero nervuradas y en el momento del diseño se desconoce el valor del Cu específico del relleno que se utilizará detrás del muro, para determinar F* se debería suponer un valor Cu = 4,0.

Tabla 11.10.6.3.2-1 Valores por defecto del factor de corrección que considera los efectos de la escala,

TIPO DE REFUERZOS VALOR DE POR DEFECTO

Refuerzos de acero 1,0

Geogrillas 0,8

Geotextiles 0,6

En el caso de las grillas, la separación entre los

elementos transversales de las grillas, St, deberá ser uniforme en toda la longitud del refuerzo; no se deben concentrar elementos transversales sólo en la zona resistente.

interpretar ensayos de arrancamiento (y ensayos de corte directo para determinar algunos parámetros), y presenta además diferentes datos empíricos.

Los resultados de ensayos realizados recientemente sobre nuevas geomallas que están ingresando al mercado indican que algunos materiales tienen valores de arrancamiento menores que el valor por defecto anterior, F* = 0,8 tan . Datos obtenidos por D'Appolonia (1999) también indican que en el caso de las geomallas 0,8 tan es más bien un valor promedio y no un límite inferior por defecto. Los valores por defecto indicados en la Figura 1 para otros tipos de refuerzos más bien representan valores límites inferiores. En vista de estos resultados, el valor de F* por defecto se ha reducido a un valor más conservador (0,67 tan ).

Figura 11.10.6.3.2-1 Valores por defecto del factor de fricción para el arrancamiento de los refuerzos, F*

D S

LS

S1

t

s

t

t

6000mm

20 (t/S )t0

Gril

las

de A

cero

F*

= 1

0 (t/

s ) t

Geo

text

iles

F*

= 0

,67

tan

Geo

grilla

s

F* =

0,6

7 ta

n

Faja

s de

ace

ro n

ervu

rada

s F

* = t

an

Prof

undi

dad

deba

jo d

el c

oron

amie

nto

del m

uro,

Z o

Z

(mm

)p

Valores por defecto para el factor de fricción para el arrancamiento de los refuerzos, F*

f

f

f

1,2 + Log Cu < 2,0

Gráfica NO a escala

Elemento que apoya en la grilla

Faja

s de

ace

ro li

sas

F*

= 0

,4


Estos cálculos asumen que en la zona resistente la resistencia a largo plazo mayorada de los refuerzos (ver Artículo 11.10.6.4.1) es mayor que Tmáx.

11.10.6.4 Resistencia de los Refuerzos

11.10.6.4.1 Requisitos Generales La resistencia de los refuerzos se deberá verificar en

cada nivel dentro del muro, tanto en el límite entre las zonas activa y resistente (es decir en la zona de máxima tensión) como en la conexión de los refuerzos a la cara del muro, para todos los estados límites de resistencia aplicables de la siguiente manera:

En la zona de máxima tensión:

.máx al cT T R (11.10.6.4.1-1)

donde: Tmáx = carga mayorada aplicada en el refuerzo, determinada

mediante la Ecuación 11.10.6.2.1-2 (N/mm)

= factor de resistencia para tracción de los refuerzos, especificado en la Tabla 11.5.6-1 (adimensional)

Tal = resistencia nomina de diseño a largo plazo de los

refuerzos (N/mm) Rc = relación de cobertura de los refuerzos, especificada

en el Artículo 11.10.6.4.1 (adimensional) Tal se deberá determinar como se especifica en el

Artículo 11.10.6.4.3a si se trata de refuerzos de acero y como se especifica en el Artículo 11.10.6.4.3b si se trata de refuerzos geosintéticos.

En la conexión con la cara del muro:

0 ac cT T R (11.10.6.4.1-2)

donde: T0 = carga de tracción mayorada en la conexión

refuerzo/revestimiento, especificada en el Artículo 11.10.6.2.2 (N/mm)

= factor de resistencia para tracción de los refuerzos,

especificado en la Tabla 11.5.6-1 (adimensional) Tac = resistencia nominal de diseño a largo plazo de la

conexión refuerzo/revestimiento (N/mm)

C11.10.6.4.1 En la práctica actual no se evalúa específicamente el

estado límite de serviciabilidad para diseñar los refuerzos considerando la estabilidad interna. Sin embargo, es posible obtener una estimación de primer orden de la deformación lateral de la totalidad de la estructura del muro tal como se indica en el Artículo 11.10.4.2.



en el Artículo 11.10.6.4.1 (adimensional) Tac se deberá determinar en la conexión a la cara del

muro tal como se especifica en el Artículo 11.10.6.4.4a si se trata de refuerzos de acero y como se especifica en el Artículo 11.10.6.4.4b si se trata de refuerzos geosintéticos. Al determinar Tac se deberá considerar la diferencia entre el ambiente inmediatamente detrás de la cara del muro y el ambiente dentro de la zona de relleno reforzado y su efecto sobre la durabilidad a largo plazo de las conexiones refuerzo/estructura.

Tal se deberá determinar en base a una resistencia a largo plazo por unidad de ancho de los refuerzos y luego multiplicar por la relación de cobertura de los refuerzos Rc antes de poder compararla con Tmáx., la cual se determina en base a una carga por unidad de ancho de muro (esto también es válido para Tac y T0). En el caso de los refuerzos discretos (es decir refuerzos no continuos) tales como las fajas de acero o las mallas de barras, la resistencia de los refuerzos se convierte a una resistencia por unidad de ancho del muro como se ilustra en las Figuras 1 y 2. Para las capas de refuerzos continuos b = 1 y Rc = 1.

Figura 11.10.6.4.1-1 Relación de cobertura de los refuerzos para el caso de refuerzos metálicos

b

Ec

vs

hs

svb

D*

hs

Ac = b Ec Ec = espesor de la faja corregido para considerar las pérdidas por

corrosión

Ac = (No. de barras longitudinales) *2D

4

D* = diámetro de las barras o alambres corregido para considerar las pérdidas por corrosión

b = ancho unitario de los refuerzo (si el refuerzo es continuo contar el número de barras en un ancho de refuerzo igual a 1 unidad)

Rc = relación de cobertura de los refuerzos = h

b

s

Para los refuerzos continuos utilizar Rc = 1 (es decir Sh = b = 1 unidad de ancho


Figura 11.10.6.4.1-2 Relación de cobertura de los refuerzos para el caso de refuerzos geosintéticos

11.10.6.4.2 Consideraciones Relacionadas con la Vida de Diseño


11.10.6.4.2a Refuerzos de Acero Los refuerzos de acero utilizados en el suelo deberán

satisfacer los requisitos del Artículo 7.6.4.2, Refuerzos de Acero, de la norma AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications.

El diseño estructural de los refuerzos de acero utilizados en el suelo y sus conexiones se deberá realizar en base a un espesor Ec determinado de la siguiente manera:

c n sE E E (11.10.6.4.2a-1)

donde:

Ec = espesor del refuerzo metálico al final de su vida de servicio como se ilustra en la Figura 11.10.6.4.1-1 (mm)

En = espesor nominal del refuerzo de acero en el

momento de la construcción (mm) Es = espesor de metal sacrificable que se anticipa se

C11.10.6.4.2a Para establecer los espesores sacrificables especificados

en el presente artículo se utilizaron las tasas de pérdida por corrosión resumidas en el trabajo de Yannas (1985) y suplementadas por datos de campo obtenidos en el marco de otros estudios e investigaciones de la FHWA.

Las especificaciones sobre suelos de relleno utilizados con estructuras de tierra estabilizada mecánicamente con refuerzos de acero contenidas en la Sección 7 de la norma AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications indican requisitos electroquímicos mínimos que en general asegurarán un potencial de corrosión de leve a moderado. En los lugares en los cuales se utilizan sales anticongelantes se requiere proveer un drenaje adecuado para la escorrentía cargada de sales. En algunos casos puede ser necesario colocar una membrana impermeable entre la estructura del pavimento y el relleno seleccionado. Elias (1990) contiene criterios para evaluar las potenciales pérdidas por corrosión.

Láminas geosintéticas discontinuas

Sh

b vS

Láminas geosintéticas continuas:

Rc = relación de cobertura de los refuerzos = h

b

s

Para las láminas geosintéticas continuas utilizar Rc = 1 (es decir Sh = b = 1 unidad de ancho)


perderá por corrosión uniforme durante la vida de servicio de la estructura (mm)

Para el diseño estructural se deberá calcular un espesor

sacrificable para cada superficie expuesta, suponiendo que el suelo de relleno es no agresivo:

Pérdida de galvanizado:

= 0,015 mm/año durante los 2 primeros años = 0,004 mm/año durante los años siguientes Pérdida de acero al carbono:

= 0,012 mm/año una vez agotado el cinc

Típicamente los suelos se consideran no agresivos si satisfacen los siguientes criterios:

pH = 5 a 10

Resistividad 3000 ohm-cm

Cloruros 100 ppm

Sulfatos 200 ppm

Contenido orgánico 1 por ciento

Si la resistividad del suelo es mayor o igual que 5000

ohm-cm se pueden obviar los requisitos referidos a cloruros y sulfatos. En el caso de los refuerzos tipo mallas de barras o grillas, al calcular el área de acero restante luego de las pérdidas por corrosión los espesores sacrificables arriba indicados se deberán aplicar al radio del alambre o barra.

Los elementos transversales y longitudinales de las grillas se deberán dimensionar de acuerdo con la norma ASTM A 185. El diámetro de los alambres transversales deberá ser menor o igual que el diámetro de los alambres longitudinales.

Los revestimientos galvanizados deberán ser como mínimo de 6,1 × 10 7 kg/mm2 o tener como mínimo un espesor de 0,086 mm; el galvanizado se deberá aplicar de acuerdo con la norma AASHTO M 111 (ASTM A 123M) si se trata de refuerzos tipo faja o de acuerdo con la norma ASTM A 641M si se trata de refuerzos de acero tipo mallas de barras o grillas.

Estos espesores sacrificables toman en cuenta los

potenciales mecanismos de picadura y gran parte de la incertidumbre debida a la dispersión de los datos; se considera que se trata de máximas pérdidas anticipadas para suelos que se definen como no agresivos.

Los métodos de ensayo recomendados para determinar las propiedades químicas del suelo incluyen el método AASHTO T 289-91 I para determinar el pH, el método AASHTO T 288-91 I para determinar la resistividad, el método AASHTO T 291-91 I para determinar el contenido de cloruros y el método AASHTO T 290-91 I para determinar el contenido de sulfatos.

Estos requisitos sobre espesor sacrificable no se aplican si los suelos que no satisfacen uno o más de los criterios necesarios para establecer que un suelo es no agresivo. Además, estos requisitos sobre espesor sacrificable no se aplican en los siguientes casos:

Si el muro de tierra estabilizada mecánicamente

estará expuesto a un ambiente marítimo o a otro ambiente rico en cloruros,

Si el muro de tierra estabilizada mecánicamente

estará expuesto a corrientes eléctricas desviadas tales como las originadas por líneas eléctricas o vías férreas eléctricas cercanas.

Si el material utilizado como relleno es agresivo, o

Si el espesor del galvanizado es menor que el

especificado en el presente documento. Cada una de estas situaciones crea un conjunto

particular de condiciones que deberían ser analizadas en detalle por un especialista en corrosión. Alternativamente se debería considerar el uso de refuerzos no susceptibles a la corrosión. Otro punto a considerar es que estas tasas de corrosión no se aplican a otros metales. No se recomienda utilizar aleaciones tales como aluminio y acero inoxidable.

Al exigir que el diámetro de los alambres transversales sea menor o igual que el diámetro de los alambres longitudinales se evita que se produzcan tensiones localizadas excesivas en los alambres longitudinales.

En general los revestimientos anticorrosivos se deberían limitar al galvanizado.

En este momento la evidencia acerca del comportamiento a largo plazo de los recubrimientos epoxi no es suficiente para permitir considerar a estos revestimientos equivalentes al galvanizado. Si se utilizan recubrimientos de tipo epoxi éstos deberían satisfacer los


requisitos de la norma ASTM A 884M si se trata de refuerzos en forma de mallas de barras y grillas o de la norma ASTM M 284M si se trata de refuerzos en forma de fajas; además, estos recubrimientos deberán tener un espesor mínimo de 0,406 mm.

11.10.6.4.2b Refuerzos Geosintéticos Si se establecen límites específicos en cuanto al uso del

muro, las condiciones del suelo y el tipo de polímero utilizado es posible anticipar que la degradación de la resistencia provocada por factores ambientales será mínima y relativamente consistente entre producto y producto, y el impacto de cualquier degradación que pudiera ocurrir será mínimo. Esto permite aplicar a la resistencia última a la tracción un único factor de reducción por defecto, RF, que considera las pérdidas de resistencia a largo plazo tal como se describe en el Artículo 11.10.6.4.3b.

Si el uso del muro, la agresividad del suelo y las características de los polímeros son consistentes con las condiciones listadas a continuación estará permitido utilizar un único factor de reducción por defecto tal como se especifica en el presente documento:

Un comportamiento pobre o la falla del muro no

tendrá consecuencias graves, El suelo se considera no agresivo,

El material polimérico satisface los requisitos

indicados en la Tabla 1

1) Uso de la estructura: Los usos o aplicaciones en las cuales las consecuencias de un comportamiento pobre o la falla del muro son severas se deberán identificar como se describe en el Artículo 11.5.1. En estas aplicaciones no se podrá utilizar un único factor de reducción por defecto para el diseño final.

2) Determinación de la agresividad del suelo: La agresividad del suelo respecto de los materiales geosintéticos se deberá evaluar en base al pH, gradación, plasticidad, contenido orgánico y temperatura in situ del suelo. El suelo se definirá como no agresivo si satisface los siguientes requisitos:

pH = 4,5 a 9 si se trata de una aplicación

permanente ó 3 a 10 si se trata de una aplicación temporaria (pH determinado de acuerdo con la Norma AASHTO T 289-91 I),

El tamaño máximo de partícula del suelo es menor

C11.10.6.4.2b La durabilidad de los refuerzos de materiales

geosintéticos varía dependiendo de diferentes factores ambientales tales como el tiempo, la temperatura, los daños mecánicos, los niveles de tensión y la exposición a agentes químicos tales como oxígeno y agua, y el pH, los cuales son los factores químicos más habituales. Los ataques microbiológicos también pueden afectar a ciertos polímeros, aunque no a la mayoría de los polímeros utilizados para soportar cargas en aplicaciones con suelo reforzado. Los efectos de estos factores sobre la durabilidad del producto dependen del tipo de polímero utilizado (es decir del tipo, grado, aditivos y proceso de fabricación de la resina) y de la macroestructura de los refuerzos. No todos estos factores afectarán significativa-mente a todos los productos geosintéticos. Es por este motivo que la respuesta de los refuerzos geosintéticos frente a estos factores ambiéntales a largo plazo se considera específica de cada producto particular.


que 19 mm, a menos que se realicen ensayos de daños de instalación a escala real de acuerdo con la norma ASTM D 5818,

El contenido orgánico del suelo, determinado de

acuerdo con la norma AASHTO T 267-86 para material más fino que pasante tamiz No. 10 (2 mm) es 1 por ciento, y

Temperatura de diseño en el sitio de emplazamiento

del muro: 30ºC para aplicaciones permanentes 35ºC para aplicaciones temporarias Los rellenos de suelos que no satisfacen los requisitos

aquí especificados se deberán considerar agresivos. Además de las condiciones ambientales dentro del relleno también se deberán evaluar las condiciones ambientales en la cara del muro, particularmente si la estabilidad del revestimiento depende de la resistencia del geosintético en la cara, es decir si los refuerzos geosintéticos constituyen la conexión principal entre el cuerpo del muro y su revestimiento.

También se deberían considerar las propiedades químicas del suelo nativo que rodea el relleno de suelo estabilizado mecánicamente si existe la posibilidad de que se infiltre agua subterránea desde los suelos nativos hacia el relleno estabilizado mecánicamente. En este caso los suelos circundantes también deberán satisfacer los requisitos químicos establecidos para el material de relleno si el ambiente se ha de considerar no agresivo, o bien se deberán proveer drenajes adecuados a largo plazo alrededor de la masa de suelo reforzado con material geosintético para asegurar que no ingresen líquidos químicamente agresivos.

3) Requisitos referentes a los polímeros utilizados: Si se ha de utilizar un único factor de reducción por defecto se deberán emplear polímeros que probablemente tendrán una buena resistencia a la degradación química a largo plazo. Esto minimizará el riesgo de ocurrencia de una degradación significativa a largo plazo. Por lo tanto, se deberán satisfacer los requisitos referentes a los materiales poliméricos establecidos en la Tabla 1 si no se obtienen datos específicos detallados sobre el producto particular a utilizar como se describe en los trabajos de Elias et al. (2001) y Elias (2000). Sólo se podrán utilizar materiales poliméricos que no satisfagan los requisitos de la Tabla 1 si se obtienen datos específicos detallados sobre el producto particular a utilizar extrapolados para la vida de diseño anticipada de la estructura.

Si la aplicación involucra:

La temperatura de diseño efectiva se define como la

temperatura a mitad de camino entre la temperatura media anual del aire y la temperatura diaria normal del aire correspondiente al mes más cálido en el sitio de emplazamiento del muro. Observar que para los muros de cara al sol es posible que la temperatura inmediatamente detrás del revestimiento sea mayor que la temperatura del aire. Esta condición se debe considerar al evaluar la temperatura de diseño, particularmente en el caso de muros construidos en climas cálidos y soleados.

Los trabajos de Elias et al. (2001) y Elias (2000)

presentan lineamientos sobre cómo realizar estudios específicos para determinar RF.


graves consecuencias de un pobre comportamiento o

falla, suelo agresivo,

polímeros que no satisfacen los requisitos

específicos indicados en la Tabla 1, o el deseo de utilizar un factor de reducción global

menor que el factor de reducción por defecto aquí especificado,

se deberán realizar estudios previos de durabilidad para el producto específico a utilizar para determinar el factor de reducción de la resistencia a largo plazo, RF. Estos estudios se deberán utilizar para estimar los efectos a corto y largo plazo de estos factores ambientales sobre las características de resistencia y deformación de los refuerzos geosintéticos durante la totalidad de su vida de diseño. Tabla 11.10.6.4.2b-1 Requisitos mínimos que deben satisfacer los productos geosintéticos para poder utilizar el factor de reducción por defecto para la degradación a largo plazo

Tipo de polímero Propiedad Método de ensayo Criterio para permitir el uso del RF por defecto

Polipropileno Resistencia a la oxidación por UV

ASTM D4355 Mantiene como mínimo 70% de la resistencia luego de 500 horas en aparato de meteorización

Polietileno Resistencia a la oxidación por UV

ASTM D4355 Mantiene como mínimo 70% de la resistencia luego de 500 horas en aparato de meteorización

Poliéster Resistencia a la hidrólisis Método de la Viscosidad Intrínseca (ASTM D4603) y Método de Ensayo GRI GG8, o determinar directamente usando cromatografía por permeabilidad en gel

Mínimo peso molecular promedio: 25000

Poliéster Resistencia a la hidrólisis Método de ensayo GRI GG7 Máximo contenido de grupos carboxilo terminales: 30

Todos los polímeros Capacidad de supervivencia Peso por área unitaria (ASTM D5261) Mínimo 270 g/m2

Todos los polímeros % en peso de material reciclado (post-consumidor)

Certificación de los materiales utilizados Máximo 0%

11.10.6.4.3 Resistencia a la Tracción de Diseño 11.10.6.4.3a Refuerzos de Acero La resistencia nominal a la tracción de los refuerzos se

deberá determinar multiplicando la tensión de fluencia por el área de la sección transversal de los refuerzos luego de


las pérdidas por corrosión (ver Figura 11.10.6.4.1-1). La pérdida de sección debida a la corrosión se deberá determinar de acuerdo con el Artículo 11.10.6.4.2a. La resistencia a la tracción de los refuerzos se deberá determinar como:

c y

al

A FT

b (11.10.6.4.3a-1)

donde: Tal = resistencia nominal de diseño a largo plazo de los

refuerzos (N/mm) Fy = mínima tensión de fluencia del acero (MPa) Ac = área de los refuerzos corregida para considerar las

pérdidas por corrosión (Figura 11.10.6.4.1-1) (mm2) b = ancho unitario de los refuerzos (Figura 11.10.6.4.1-

1) (mm) 11.10.6.4.3b Refuerzos Geosintéticos La resistencia nominal a la tracción a largo plazo de los

refuerzos se deberá determinar como:

ultal

TTRF

(11.10.6.4.3b-1)

donde:

ID CR DRF RF RF RF (11.10.6.4.3b-2)

y: Tal = resistencia nominal de diseño a largo plazo de los

refuerzos (N/mm) Túlt = valor mínimo promedio del rollo (MARV) de la

resistencia última a la tracción de los refuerzos (N/mm)

RF = factor de reducción de la resistencia combinado que

considera la potencial degradación a largo plazo originada por los daños durante la instalación, la fluencia lenta y el envejecimiento químico (adimensional)

RFID = factor de reducción de la resistencia que considera

los daños durante la instalación (adimensional) RFCR = factor de reducción de la resistencia para impedir

la rotura por fluencia lenta a largo plazo de los

C11.10.6.4.3b Tal es la resistencia a la tracción a largo plazo requerida

para evitar la rotura calculada como una carga por unidad de ancho de refuerzo. Túlt es la resistencia última a la tracción de los refuerzos determinada mediante ensayos de tracción como se especifica en la norma ASTM D 4595 para geotextiles o la norma ASTM D 6637 para geogrillas. El valor seleccionado para Túlt es el valor mínimo promedio del rollo (MARV) de producto que toma en cuenta la variación estadística de la resistencia del material.


refuerzos (adimensional) FRD = factor de reducción de la resistencia para impedir la

rotura de los refuerzos debido a la degradación química y biológica (adimensional)

Los valores de RFID, RFCR y RFD se deberán determinar

a partir de resultados de ensayos específicos de cada producto como se especifica en el Artículo 11.10.6.4.2b. Aún cuando existan resultados de ensayos específicos del producto RFID y RFD no deberán ser menores que 1,1.

En el caso de las aplicaciones para las cuales se define que no habrán consecuencias severas en caso de falla o comportamiento pobre, si el suelo es no agresivos y el producto geosintético satisface los requisitos mínimos listados en la Tabla 1, en lugar de utilizar resultados de ensayos específicos del producto la resistencia a la tracción a largo plazo de los refuerzos se podrá determinar usando un factor de reducción por defecto RF como se indica en la Tabla 1.

Elias et al. (2001) y Elias (2001) proveen lineamientos

para determinar RFID, RFCR y RFD a partir de datos específicos de un producto.

Tabla 11.10.6.4.3b-1 Valores mínimos y por defecto del factor de reducción total de la resistencia en estado límite último para los productos geosintéticos, RF

Aplicación Factor de reducción total, RF

Todas las aplicaciones, pero con datos específicos para el producto obtenidos y analizados de acuerdo con Elias (2001) y Elias et al. (2001)

Todos los factores de reducción se deberán basar en datos específicos del producto. RFID y RFD no deberán ser menores que 1,1.

Aplicaciones permanentes en las cuales no habrá consecuencias severas en caso de falla o comportamiento pobre, suelos no agresivos y polímeros que satisfacen los requisitos listados en la Tabla 11.10.6.4.2b-1

7,0

Aplicaciones temporarias en las cuales no habrá consecuencias severas en caso de falla o comportamiento pobre, suelos no agresivos y polímeros que satisfacen los requisitos listados en la Tabla 11.10.6.4.2b-1 siempre que no haya datos específicos del producto disponibles

3,5

11.10.6.4.4 Resistencia de Diseño de las Conexiones

de los Refuerzos al Revestimiento 11.10.6.4.4a Refuerzos de Acero Las conexiones se deberán diseñar para resistir las

tensiones resultantes de las fuerzas activas, To, indicadas en el Artículo 11.10.6.2.2, además de aquellas resultantes de los movimientos diferenciales entre el relleno reforzado y los elementos que forman el revestimiento del muro.

Los elementos de la conexión que están embebidos en un elemento del revestimiento se deberán diseñar con una longitud adherente y un área de contacto adecuada para resistir los esfuerzos en la conexión. La capacidad de los conectores embebidos deberá ser verificada mediante ensayos según se requiere en el Artículo 5.11.3. Las


conexiones entre los refuerzos de acero y las unidades del revestimiento del muro (por ejemplo las soldaduras, bulones, clavijas, etc.) se deberán diseñar de acuerdo con el Artículo 6.13.3.

Los materiales utilizados para las conexiones se deberán diseñar considerando las pérdidas por corrosión de acuerdo con el Artículo 11.10.6.4.2a. Al evaluar las potenciales pérdidas por corrosión se deberán considerar las potenciales diferencias entre el ambiente en la cara del muro y el ambiente dentro de la masa de suelo reforzado.

11.10.6.4.4b Refuerzos Geosintéticos La parte de la conexión embebida en el revestimiento

de hormigón se deberá diseñar de acuerdo con el Artículo 5.11.3.

La resistencia nominal a largo plazo de una conexión, Tac, expresada como carga por unidad de ancho de los refuerzos, se deberá determinar de la siguiente manera:

ult cr

acD

T CRTRF

(11.10.6.4.4b-1)

donde: Tac = resistencia nominal de diseño a largo plazo de la

conexión refuerzo/revestimiento por unidad de ancho de los refuerzos para una presión de confinamiento especificada (N/mm)

Túlt = valor mínimo promedio del rollo (MARV) de la

resistencia última a la tracción de los refuerzos del suelo (N/mm)

CRcr = factor de reducción de la resistencia de la conexión a largo plazo que considera la reducción de la resistencia última debido a la conexión (adimensional)

RFD = factor de reducción para impedir la rotura de los

refuerzos debido a la degradación química y biológica (Artículo 11.10.6.4.3b) (adimensional)

C11.10.6.4.4b La resistencia reducida a largo plazo debido a la

fluencia lenta del geosintético en la conexión con el revestimiento del muro se obtiene reduciendo Túlt aplicando CRcr usando la resistencia de la conexión/ costura determinada de acuerdo con el protocolo de ensayos de resistencia a largo plazo de las conexiones descrito en el Apéndice A del trabajo de Elias et al. (2001). Los ensayos para las conexiones son de naturaleza similar a un ensayo de tracción en muestra ancha (ASTM D 4595 o ASTM D 6637), excepto que uno de los extremos del material de refuerzo se coloca en forma de "sándwich" entre dos hiladas de bloques de hormigón. Este protocolo consiste en una serie de ensayos de fluencia lenta de la conexión que se realizan durante un período de tiempo prolongado para evaluar el potencial de rotura por fluencia lenta. CRcr se calcula dividiendo la resistencia de la conexión reducida para considerar la fluencia lenta, Tcrc, extrapolada para la vida de diseño especificada, por la resistencia última a la tracción en muestra ancha (ASTM D 4595 o ASTM D 6637) del lote de material utilizado en los ensayos de resistencia de la conexión, Tlot.

CRcr también se puede obtener a partir de resultados de ensayos de la conexión a corto plazo (ASTM D 4884 para conexiones tipo costura, o Método de Ensayo NCMA SRWU-1 en Simac et al. (1993) para conexiones a construcciones por segmentos con bloques de hormigón), con los cuales se puede obtener un factor de reducción de la resistencia última de la conexión a corto plazo, CRu. CRu se toma como la resistencia última de la conexión Túltcon obtenida aplicando SRWU-1 o ASTM D 4884 dividida por Tlot descrita en el párrafo precedente. En este caso CRu se debe reducir adicionalmente aplicando el factor de reducción por fluencia lenta RFCR (Artículo 11.10.6.4.3b) para tomar en cuenta el potencial de rotura por fluencia lenta de la siguiente manera:

u

crCR

CRCRRF

(C11.10.6.4.4b-1)

Si los refuerzos se conectan al revestimiento


embebiéndolos entre diferentes unidades del revestimiento (como podría ser el caso de un muro cuyo revestimiento consiste en una construcción por segmentos con bloques de hormigón), teóricamente la capacidad de la conexión es determinada por uno de los dos modos de falla siguientes: rotura o arrancamiento de los refuerzos. Esto concuerda con la evaluación de la estabilidad interna del muro en la zona de relleno reforzado, donde se debe considerar tanto el modo de falla por rotura como el modo de falla por arrancamiento.

El objetivo del diseño de las conexiones es evaluar la capacidad de las mismas a largo plazo. Si el modo de falla es por rotura se deberán considerar los efectos a largo plazo de la fluencia lenta y durabilidad sobre el refuerzo geosintético en la conexión, ya que la capacidad es controlada por la resistencia a largo plazo del refuerzo o del conector. Si el modo de falla es por arrancamiento la capacidad de la conexión es controlada por la interfase friccional entre los bloques del revestimiento y el refuerzo geosintético. A los fines del diseño se asume que esta interfase no se ve afectada significativamente por los mecanismos dependientes del tiempo tales como la fluencia lenta o la degradación química. Esto también es consistente con el diseño de los refuerzos dentro del relleno de suelo detrás del muro. Para considerar que el modo de falla es por rotura no es necesario que al ensayar las conexiones las fibras o nervios portantes del geosintético experimenten rotura. Si el conector es de un material susceptible a la fluencia lenta, la falla de los conectores ubicados entre bloques del revestimiento debido a rotura por fluencia lenta podría provocar pérdidas de resistencia a largo plazo en la conexión. En estos casos los valores de CRcr y RFD a utilizar en la Ecuación 1 se deberían basar en la durabilidad del conector y no del geosintético.

Independientemente del modo de falla, los ensayos a largo plazo de las conexiones descritos por Elias et al. (2001) se ocupan de la capacidad a largo plazo de la conexión. Si no se realizan ensayos a largo plazo de la conexión, se considera que la Ecuación C1 anterior se puede aplicar de forma conservadora para ambos modos de falla.

Si para mantener la alineación de los bloques durante la construcción del muro se utilizan conectores cuya intención no es aportar a la conexión capacidad de corte a largo plazo, los conectores de alineación se deben retirar antes de evaluar la capacidad de la conexión para la combinación bloque-geosintético seleccionada. Si se utilizan clavijas u otros dispositivos de conexión que se considera contribuyen a la capacidad a largo plazo será necesario establecer la durabilidad del material de los conectores.

Los trabajos de Elias et al. (2001) y Elias (2001)


Los valores de RFCR y RFD se deberán determinar a partir de resultados de ensayos específicos para cada producto. Las condiciones ambientales en la conexión a la cara del muro pueden ser diferentes a las condiciones ambientales en el relleno detrás del muro. Esto se deberá considerar al determinar RFCR y RFD.

CRcr se deberá determinar para la presión de confinamiento vertical anticipada entre los bloques del revestimiento en la cara del muro. La presión de confinamiento vertical se deberá determinar usando el Método de la Altura Contribuyente (altura del muro que contribuye al esfuerzo normal) como se ilustra en la Figura 1 si la inclinación de la cara del muro, , es mayor que 8º. Tac no debería ser mayor que Tal.

Los muros con geosintéticos se pueden diseñar utilizando una plancha de refuerzo flexible como revestimiento usando sólo un solape con los refuerzos principales del suelo. Los solapes se deberán diseñar mediante una metodología basada en el arrancamiento. Reemplazando Tmáx por To, la Ecuación 11.10.6.3.2-1 se puede utilizar para determinar la mínima longitud solapada requerida, pero en ningún caso la longitud solapada deberá ser menor que 900 mm. Si (tan ) se determina experimentalmente en base al contacto entre el suelo y los refuerzos, entonces (tan ) se deberá reducir un 30 por ciento si se anticipa contacto entre refuerzo y refuerzo.

proveen lineamientos para determinar RFCR y RFD a partir de datos específicos de un producto. El uso de factores de reducción por defecto puede ser aceptable si la carga sobre los refuerzos es máxima, es decir en el medio del relleno detrás del muro, y aún así no ser aceptable en la conexión al revestimiento si el ambiente en el revestimiento se define como agresivo.

Altura contribuyente cuando Ib = 0 Altura contribuyente, Hh. Se considerará que la totalidad del peso de todos los bloques que forman parte del revestimiento en la altura Hh actúan sobre la base del primer bloque. Hh = 2 [ ( Wu Gu 0,5Hu tan Ib ) cos Ib ] / tan ( + Ib ) donde: Hu = altura de una unidad (bloque) del revestimiento (mm) Wu = ancho total de una unidad (bloque) del revestimiento (mm) Gu = distancia hasta el centro de gravedad de una unidad (bloque) horizontal,

incluyendo el material de relleno, medida a partir del frente de la unidad (mm) = inclinación del muro debida al retroceso por hilada (grados) H = altura total del muro (mm) Hh = altura contribuyente

Figura 11.10.6.4.4b-1 Determinación de la altura contribuyente en un muro de tierra estabilizada mecánicamente con revestimiento formado por bloques de hormigón

Hu

uW

WA

ZWB

Retroceso por hilada

Unidad de coronamiento, Hcu

bBase plana I = 0

B A

WW = WA BW+ =

M < M

en la altura contribuyente

Peso fuera del talón de la primera unidadAlturacontribuyente, Hh

B

Incluir todas las unidades apiladassobre el talón (Punto Z) de la primeraunidad donde M < MA

Peso sobre laprimera unidad


La altura contribuyente, Hh, ilustrada en la Figura 1 se deberá determinar de la siguiente manera:

2 0,5 tan cos / tanh u u u b b bH W G H i i i

(11.10.6.4.4b-1)

donde: Hu = altura de una unidad (bloque) del revestimiento

(mm) Wu = ancho total de una unidad (bloque) del revestimiento

(mm) Gu = distancia hasta el centro de gravedad de una unidad

(bloque) horizontal, incluyendo el material de relleno, medida a partir del frente de la unidad (mm)

= inclinación del muro debida al retroceso por hilada

(grados) H = altura total del muro (mm) Hh = altura contribuyente

11.10.7 Diseño Sismorresistente 11.10.7.1 Estabilidad Externa

La estabilidad se deberá determinar aplicando al muro

la sumatoria de las fuerzas estáticas, la fuerza inercial horizontal, PIR, y 50 por ciento del empuje dinámico horizontal, PAE. Las ubicaciones de PAE y PIR se deberán tomar como se indica en la Figura 1. Estas fuerzas se combinan con las fuerzas estáticas, mayoradas de acuerdo con el Artículo 3.4.1. El empuje dinámico horizontal, PAE, se deberá evaluar usando el método seudoestático de Mononobe-Okabe y se deberá aplicar a la superficie posterior del relleno reforzado a una altura de 0,6H a partir de la base; la fuerza inercial horizontal se deberá aplicar en el centro de masa dinámica de la estructura. A excepción de lo especificado en el Artículo C11.10.7.1, el máximo coeficiente de aceleración en el baricentro del muro, Am, se deberá determinar de la siguiente manera:

1,45mA A A (11.10.7.1-1)

donde: A = máximo coeficiente de aceleración sísmica (Artículo

3.10.2) (adimensional)

C11.10.7.1 La expresión para calcular PAE se desarrolló suponiendo

un ángulo de fricción 30º. PAE se puede calcular usando el método de Mononobe-Okabe, con el coeficiente de aceleración sísmica horizontal kh igual a Am y kv igual a cero, multiplicado por el factor de carga EQ.

Para los muros que se pueden desplazar lateralmente el empuje sísmico del suelo calculado de acuerdo con el método de Mononobe-Okabe se puede reducir de acuerdo con el Artículo 11.6.5. Si se desea aplicar los procedimientos descritos en el Artículo C11.6.5 para tomar en cuenta el efecto del desplazamiento lateral que reduce los empujes sísmicos laterales Am se debe calcular de la siguiente manera:

1,45m h hA k k (C11.10.7.1-1)

para lo cual kh se obtiene de la Ecuación C11.6.5-1.

Se recomienda no utilizar este coeficiente de

aceleración reducido salvo para los cálculos de la estabilidad externa, incluyendo las fuerzas inerciales del muro además de los empujes sísmicos del suelo detrás del muro, para así mantener consistencia con la hipótesis de


Para las estructuras con relleno de superficie horizontal PAE y PIR se podrán determinar usando las siguientes expresiones simplificadas:

2 90,375 10AE EQ m sP A g H (11.10.7.1-2)

2 90,5 10IR EQ m sP A g H (11.10.7.1-3)

donde:

EQ = factor de carga para las cargas EQ, obtenido de la Tabla 3.4.1-1 (adimensional)

Am = máximo coeficiente de aceleración del muro en el

baricentro (adimensional)

s = densidad del suelo (kg/m3) H = altura del muro (mm) g = aceleración de la gravedad (m/sec2)

Para las estructuras con relleno de superficie inclinada

la fuerza inercial, PIR, se deberá basar en una masa efectiva que tenga una altura igual a H2 y un ancho de base igual a 0,5H2 determinada de la siguiente manera:

20,5 tan1 0,5 tan

HH H (11.10.7.1-4)

donde:

= inclinación del relleno detrás del muro (º) Para los rellenos de superficie inclinada PIR se deberá

determinar como:

IR ir isP P P (11.10.7.1-5)

donde:

2 90,5 10ir EQ m sP A g H H (11.10.7.1-6)

2 920,125 tan 10is EQ m sP A g H (11.10.7.1-7)

siendo:

Pir = fuerza inercial provocada por la aceleración del

relleno reforzado (N/mm)

que el muro de tierra estabilizada mecánicamente se comporta como un bloque rígido. Internamente la respuesta de un muro de tierra estabilizada mecánicamente en términos de deformación lateral es mucho más compleja, y en este momento aún no queda claro cuánto se podría disminuir el coeficiente de aceleración para considerar alguna deformación lateral interna ante las cargas sísmicas.

Si A o kh son mayores que 0,45g entonces fijar Am = A ó Am = kh, respectivamente, ya que esta expresión aún no ha sido validada específicamente para aceleraciones mayores y se obtendría un valor de Am menor que A o kh.

Los procedimientos de diseño sismorresistente aquí especificados no consideran directamente la deformación lateral que puede ocurrir durante la aplicación de cargas sísmicas importantes. Por lo tanto, se recomienda que si se anticipa una aceleración del terreno mayor que 0,29g se realice un estudio detallado de las deformaciones laterales, utilizando por ejemplo un análisis de Newmark o un modelado numérico.


Pis = fuerza inercial provocada por la aceleración de la sobrecarga de suelo de superficie inclinada sobre el relleno reforzado (N/mm)

El ancho de la masa que contribuye a PIR deberá ser

igual a 0,5H2. PIR deberá actuar en el baricentro combinado de Pir y Pis.

Figura 11.10.7.1-1 Estabilidad externa de un muro de tierra estabilizada mecánicamente bajo carga sísmica

11.10.7.2 Estabilidad Interna Los refuerzos se deberán diseñar para soportar las

fuerzas horizontales generadas por la fuerza inercial

C11.10.7.2

B

0,5H

H3

FT

W

H

0,6H

0,5PAE

PCentro de masa dinám.


Capa de refuerzosMasa para la fuerza inercial

kr r r afff k

Relleno retenido

(a) Relleno de superficie horizontal

H3

TF

W

h H2

H

0,5H2

rrr


afff Pis

IRP

irPr

AE0,5 P

0,6 H2

Masa para la fuerza inercial

(b) Relleno de superficie inclinada

Relleno retenido

kf f af

Centro de masa dinám.

IR

Masa para las fuerzas resistentes


Masa para las fuerzas resistentes


interna, Pi, y las fuerzas estáticas. La fuerza de inercia total, Pi, por unidad de longitud de la estructura se deberá considerar igual a la masa de la zona activa por el máximo coeficiente de aceleración del muro, Am. Esta fuerza inercial se deberá distribuir entre los refuerzos de manera proporcional a sus áreas resistentes sobre la base de una carga por unidad de ancho de muro como se indica a continuación:

1

eimd i m

eii

LT PL

(11.10.7.2-1)

donde: Tmd = fuerza de inercia dinámica incremental mayorada en

la Capa i (N/mm)

= factor de carga para las cargas EQ, de la Tabla 3.4.4-1

Pi = fuerza inercial interna debida al peso del relleno

dentro de la zona activa, es decir el área sombreada en la Figura 1 (N/mm)

= Am Wa donde Wa es el peso de la zona activa y Am se

determina mediante la Ecuación 11.10.7.1-1 Lei = longitud efectiva de los refuerzos para la capa i

(mm) La carga total mayorada aplicada a los refuerzos,

expresada como carga por unidad de ancho de muro como se ilustra en la Figura 1, se determina de la siguiente manera:

total máx mdT T T (11.10.7.2-2)

donde: Tmáx = carga estática mayorada aplicada a los refuerzos,

determinada mediante la Ecuación 11.10.6.2.1-1


Pi = fuerza inercial interna debida al peso del relleno dentro de la zona activa

Lei = longitud de los refuerzos en la zona resistente de la Capa i Tmáx = carga mayorada por unidad de ancho de muro aplicada a cada capa

de refuerzos debido a las fuerzas estáticas Tmd = carga mayorada por unidad de ancho de muro aplicada a cada capa

de refuerzos debido a las fuerzas dinámicas Carga total mayorada por unidad de ancho de muro aplicada a cada capa de refuerzos:

Ttotal = Tmáx + Tmd Figura 11.10.7.2-1 Estabilidad interna de un muro de tierra estabilizada mecánicamente bajo carga sísmica

Para evitar la rotura de los refuerzos geosintéticos, los refuerzos se deberán diseñar para resistir las componentes estática y dinámica de la carga, las cuales se determinan de la siguiente manera:

Para la componente estática:

máx

rsc

T RFSR

(11.10.7.2-3)

Para la componente dinámica:

máx ID D

rtc

T RF RFSR

(11.10.7.2-4)

donde:

= factor de resistencia correspondiente a carga combinada estática/sísmica, de la Tabla 11.5.6-1 (adimensional)

Srs = resistencia última a la tracción de los refuerzos

Los refuerzos se deben diseñar para resistir la componente dinámica de la carga en cualquier momento durante su vida de diseño. Al diseñar para las cargas estáticas es necesario reducir la resistencia de los refuerzos al final de su vida de servicio para tomar en cuenta la fluencia lenta y otros mecanismos de degradación. Para que la fluencia lenta provoque pérdidas de resistencia en un material polimérico es necesario que las cargas sean sostenidas y de muy larga duración. La componente dinámica de la carga utilizada para el diseño sismorresistente es una carga transitoria que no provocará pérdida de resistencia por fluencia lenta. Es por este motivo que la resistencia de los refuerzos a la componente estática de la carga, Tmáx, se debe considerar separada de la componente dinámica de la carga, Tmd. La resistencia requerida para resistir Tmáx debe incluir los efectos de la fluencia lenta, pero la resistencia requerida para requerir Tmd no debe incluir estos efectos.

Pi

totalT

Zona activa

i

Zonaresistente


32

1

iP

Capa i

totalT

1

23

iiLe

r r r rrr

Refuerzos inextensibles

Zona activa


Zonaresistente

eL i

Refuerzos extensibles


requerida para resistir la componente estática de carga (N/mm)

Srt = resistencia última a la tracción de los refuerzos

requerida para resistir la componente dinámica de la carga (N/mm)


en el Artículo 11.10.6.4.1 (adimensional) RF = factor de reducción de la resistencia combinado que

considera la potencial degradación a largo plazo originada por los daños durante la instalación, la fluencia lenta y el envejecimiento químico, especifi-cado en el Artículo 11.10.6.4.3b (adimensional)

RFID = factor de reducción de la resistencia que considera

los daños de los refuerzos durante la instalación, especificado en el Artículo 11.10.6.4.3b (adimen-sional)

RFD = factor de reducción de la resistencia para impedir la

rotura de los refuerzos debido a la degradación química y biológica, especificado en el Artículo 11.10.6.4.3b (adimensional)

La resistencia última a la tracción requerida de los

refuerzos geosintéticos se deberá determinar de la siguiente manera:

últ rs rtT S S (11.10.7.2-5)

Para evitar el arrancamiento de los refuerzos, ya sean

de acero o geosintéticos:

*0,8total

ev c

TLF C R

(11.10.7.2-6)

donde: Le = longitud de los refuerzos en la zona resistente (mm) Ttotal = máxima tracción mayorada en los refuerzos, de la

Ecuación 2 (N/mm)

= factor de resistencia correspondiente al arranca-miento de los refuerzos, de la Tabla 11.5.6-1 (adimensional)

F* = factor de fricción para el arrancamiento de los

refuerzos (adimensional)


= factor de corrección que considera el efecto de la escala (adimensional)

v = tensión vertical no mayorada al nivel de los

refuerzos en la zona resistente (MPa) C = factor que considera la geometría del área

superficial de los refuerzos (adimensional) Rc = relación de cobertura de los refuerzos, especificada

en el Artículo 11.10.6.4.1 (adimensional) Bajo condiciones de carga sísmica, el valor de F* (el

factor utilizado para la resistencia al arrancamiento) se deberá reducir al 80 por ciento del valor utilizado bajo condiciones de carga estática, excepto si se realizan ensayos de arrancamiento bajo carga dinámica para determinar el valor de F* en forma directa.

11.10.7.3 Conexión de los Refuerzos al

Revestimiento Los elementos que forman el revestimiento se deberán

diseñar para resistir las cargas sísmicas determinadas como se especifica en el Artículo 11.10.7.2, es decir Ttotal. Los elementos del revestimiento se deberán diseñar de acuerdo con los requisitos aplicables de las Secciones 5, 6 y 8 para elementos de hormigón armado, acero y madera, respectivamente.

En el caso de los muros con revestimientos construidos por segmentos utilizando bloques de hormigón, los bloques ubicados por encima de la capa superior de refuerzos del relleno se deberán diseñar para resistir las fallas por desmoronamiento durante la aplicación de cargas sísmicas.

En el caso de las conexiones de refuerzos geosintéticos sujetas a cargas sísmicas, la resistencia a largo plazo mayorada de la conexión, Tac, deberá ser mayor que Tmáx + Tmd. Si la resistencia de la conexión depende parcial o totalmente de la fricción entre los bloques del revestimiento y el refuerzo, la resistencia de la conexión frente a las cargas sísmicas se deberá reducir al 80 por ciento de su valor estático de la siguiente manera:

Para la componente estática de la carga:

0,80máx

rscr c

T RFSCR R

(11.10.7.3-1)

Para la componente dinámica de la carga:

0,80md

rtu c

T RFSCR R

(11.10.7.3-2)

C11.10.7.3


donde:

Srs = resistencia última a la tracción de los refuerzos requerida para resistir la componente estática de carga (N/mm)

Tmáx = carga aplicada a los refuerzos (N/mm) RFD = factor de reducción de la resistencia para impedir la

rotura de los refuerzos debido a la degradación química y biológica, especificado en el Artículo 11.10.6.4.4b (adimensional)

= factor de resistencia, de la Tabla 11.5.6-1

(adimensional) CRcr = factor de reducción de la resistencia de la conexión

a largo plazo que considera la reducción de la resis-tencia última debido a la conexión (adimensional)


en el Artículo 11.10.6.4.1 (adimensional) Srt = resistencia última a la tracción de los refuerzos

requerida para resistir la componente dinámica de la carga (N/mm)

Tmd = fuerza de inercia dinámica incremental mayorada

(N/mm) CRu = factor de reducción de la resistencia a corto plazo

que considera la reducción de la resistencia última debido a la conexión, como se especifica en el Artículo C11.10.6.4.4b (adimensional)

En el caso de las conexiones mecánicas que no

dependen de una componente friccional se puede eliminar el multiplicador (0,8) de las Ecuaciones 1 y 2.

La resistencia última a la tracción requerida de los refuerzos geosintéticos en la conexión es igual a:

últ rs rtT S S (11.10.7.3-3)

Para las estructuras ubicadas en Zona Sísmica 3 o 4, las

conexiones a un revestimiento construido por segmentos con bloques de hormigón deberán utilizar dispositivos resistentes al corte entre los bloques que forman el revestimiento y los refuerzos del suelo, como por ejemplo conectores de corte, pasadores, etc., y no deberán depender exclusivamente de la resistencia friccional entre los refuerzos y los bloques.

En el caso de las conexiones de los refuerzos de acero los factores de resistencia para cargas combinadas estáticas

En los sistemas de conexión cuya capacidad depende

exclusivamente de los dispositivos resistentes al corte utilizados, la capacidad de las conexiones revestimiento/ refuerzo no se verán afectadas significativamente por la tensión normal entre los bloques del revestimiento. El porcentaje de la carga de la conexión tomado por los dispositivos resistentes al corte en relación con la resistencia friccional para satisfacer los requisitos especificados se debería determinar en base al comportamiento exitoso del sistema de conexión en el


y sísmicas se pueden incrementar un 33 por ciento con respecto a los factores utilizados para cargas estáticas exclusivamente. En base a estos factores de resistencia la resistencia mayorada disponible de la conexión deberá ser mayor que Ttotal.

pasado.

11.10.8 Drenaje En todas las estructuras se deberán considerar medidas

para su drenaje interno de manera de evitar la saturación del relleno reforzado e interceptar cualquier flujo superficial que contenga elementos agresivos.

Los muros de tierra estabilizada mecánicamente en áreas de desmonte y relleno en las cuales se conoce el nivel freático se deberán construir con mantos de drenaje detrás y debajo de la zona reforzada.

Para los muros de tierra estabilizada mecánicamente en los cuales durante el invierno se aplican productos anticongelantes puede ser necesario utilizar una membrana impermeable debajo del pavimento e inmediatamente encima de la primera capa de refuerzos del suelo para interceptar cualquier flujo que pudiera contener productos anticongelantes. La membrana deberá tener una pendiente que permita el drenaje en sentido contrario al revestimiento y hacia un drenaje longitudinal ubicado más allá de la zona reforzada. Típicamente se debería utilizar una geomembrana de PVC, HDPE o LLDPE de superficie rugosa de 0,76 mm de espesor. Todas las costuras de la membrana deberán estar soldadas para evitar que ocurran pérdidas.

11.10.9 Erosión Subsuperficial Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.6.3.5.

11.10.10 Condiciones de Carga Especiales

11.10.10.1 Cargas Permanentes Concentradas La distribución de tensiones dentro y detrás del muro

resultante de las cargas concentradas aplicadas en el coronamiento del muro o detrás del muro se deberán determinar de acuerdo con el Artículo 3.11.6.3

La Figura 1 ilustra la combinación de cargas usando el principio de superposición para evaluar la estabilidad interna y externa del muro. Dependiendo del tamaño y la ubicación de la carga permanente concentrada, es posible que sea necesario ajustar la ubicación del límite entre la zona activa y resistente como se ilustra en la Figura 2-


Nota: Estas expresiones asumen que la carga permanente concentrada #2 está ubicada dentro de la zona activa detrás de la masa de suelo reforzado.

Nota: Si el espesor de los elementos del revestimiento es relativamente grande (por ejemplo, bloques de hormigón) se pueden incluir las dimensiones y el peso del revestimiento en los cálculos de resbalamiento, vuelco y capacidad de carga (es decir se puede utilizar B en lugar de L).

Nota: PV1, PH1, v1, v2, H2 e I2 se determinan como se indica en las Figuras 3.11.6.3-1 y 3.11.6.3-2. Fp se obtiene a partir de PV2 (es decir K v2 de la Figura 3.11.6.3-1). H es la altura total del muro en su cara.

Figura 11.10.10.1-1 Superposición de cargas permanentes concentradas para evaluar la estabilidad interna y externa Figura 11.10.10.1-2 Ubicación de la línea de máxima fuerza de tracción para el caso de una sobrecarga consistente en una losa de grandes dimensiones (refuerzos inextensibles)

B

R L

CeO

H

L - 2ev

q

X1

H1PPV1

H2PV2P

Carga permanenteconcentrada #1

H/3H/2

I2

2F = qHk

PH2

af

H2

2I / 3

afk V2

pF

hp

afk q

V1

eje


kr r r aff k

Rellenoretenido

f

q

Carga permanenteconcentrada #2

k g x 10af-9

-9f afF = 0,5 g H k x 101

2

-9V = g HL x 101 r

f

ZONA RESISTENTE

ZONAACTIVA

H2

H2 0,3H

H

Pv


11.10.10.2 Cargas debidas al Tráfico y Barreras Las cargas debidas al tráfico se deberán tratar como

sobrecargas uniformes de acuerdo con los criterios indicados en el Artículo 3.11.6.2. La presión debida a la sobrecarga deberá ser mayor o igual que 600 mm de suelo. Los parapetos y barreras para el tráfico construidas sobre o en línea con la cara frontal del muro se deberán diseñar para resistir momentos de vuelco mediante su propia masa. Las losas de base no deberán tener juntas transversales, salvo las juntas constructivas; las losas adyacentes deberán estar unidas mediante pasadores de corte. La o las capas superiores de refuerzos del suelo deberán tener suficiente capacidad de tracción para resistir una carga horizontal concentrada igual a PH, siendo PH = 4,45 × 104 N distribuida en una longitud de barrera igual a 1500 mm. Esta distribución toma en cuenta el pico de fuerza localizado en los refuerzos del suelo próximos a la carga concentrada. Esta fuerza distribuida sería igual a PH1, donde PH1 = 29,2 N/mm y se aplica como se ilustra en la Figura 3.11.6.3-2a. PH1 se distribuye a los refuerzos suponiendo bf igual al ancho de la losa de base. Se deberá proveer suficiente espacio lateral entre la parte posterior de los paneles que forman el revestimiento del muro y la barrera para el tráfico/losa para permitir que la barrera y la losa resistan la carga de impacto en resbalamiento y vuelco sin transmitir la carga directamente a las unidades superiores del revestimiento.

Para verificar la seguridad contra el arrancamiento de los refuerzos la carga de impacto lateral del tráfico se deberá distribuir a los refuerzos superiores utilizando la Figura 3.11.6.3.2a, suponiendo bf igual al ancho de la losa de base. La totalidad de la longitud de los refuerzos se deberá considerar efectiva para resistir el arrancamiento debido a la carga de impacto. La o las capas superiores de refuerzos del suelo deberán tener capacidad suficiente contra el arrancamiento para resistir una carga horizontal igual a PH1, donde PH1 = 4,45 × 104 N distribuida en una longitud de losa de base igual a 6000 mm.

Debido a la naturaleza transitoria de las cargas de impacto sobre una barrera, al diseñar para evitar la rotura de los refuerzos, los refuerzos geosintéticos se deben diseñar para resistir las componentes estática y transitoria (impacto) de la carga de la siguiente manera:

Para la componente estática: Ver Ecuación 11.10.7.2.3.

Para las componentes transitorias:

rt c

H vID D

S RSRF RF

(11.10.10.2-1)

donde:

C11.10.10.2 La distribución de fuerzas para el cálculo del

arrancamiento es diferente a la utilizada para los cálculos de tracción, ya que debido a la deformación relativamente grande requerida la totalidad de la losa de base se debe mover lateralmente para iniciar una falla por arrancamiento de los refuerzos.

Ver el Artículo C11.10.7.2 el cual además de aplicarse

a las cargas sísmicas también se aplica a las cargas transitorias tales como las cargas de impacto sobre las barreras para el tráfico.


H = tensión debida al impacto sobre la barrera aplicada

en el área de influencia de los refuerzos, de acuerdo con el Artículo 11.10.10.1 (MPa)

Sv = separación vertical de los refuerzos (mm) Srt = resistencia última a la tracción de los refuerzos

requerida para resistir la componente de carga dinámica (N/mm)


en el Artículo 11.10.6.4.1 (adimensional) RFID = factor de reducción de la resistencia que considera

los daños durante la instalación de los refuerzos, del Artículo 11.10.6.4.3b (adimensional)

RFD = factor de reducción de la resistencia para impedir la

rotura de los refuerzos debido a la degradación química y biológica, del Artículo 11.10.6.4.3b (adimensional)

Para determinar la resistencia última total requerida

utilizando la Ecuación 11.10.7.3-3 la resistencia de los refuerzos requerida para la componente estática se deberá sumar a la resistencia requerida para la componente transitoria.

Los parapetos y barreras para el tráfico deberán satisfacer los requisitos sobre ensayos de choque especificados en la Sección 13. La losa de anclaje deberá ser lo suficientemente fuerte para resistir la resistencia última del parapeto estándar.

Si se utilizan barreras tipo viga y poste flexible éstas se deberán ubicar a una distancia mínima de 900 mm a partir de la cara del muro, se deberán hincar 1500 mm por debajo del nivel del terreno y se deberán separar entre sí de manera que en lo posible no coincidan con los refuerzos del suelo. Si no es posible evitar que coincidan con los refuerzos, el muro se deberá diseñar considerando la presencia de una obstrucción como se describe en el Artículo 11.10.10.4. Las dos filas de refuerzos superiores se deberán diseñar para una carga horizontal adicional igual a PH1, donde PH1 = 4,38 N por mm lineal de muro, 50 por ciento de la cual se distribuye a cada capa de refuerzos.

11.10.10.3 Presiones Hidrostáticas

Para el diseño de las estructuras construidas a lo largo

de ríos y arroyos se deberá considerar una presión hidrostática diferencial mínima igual a 900 mm de columna de agua. Esta carga se deberá aplicar al nivel de

C11.10.10.3 Es posible que en situaciones en las cuales el muro es

afectado por las mareas o fluctuaciones del nivel fluvial sea necesario diseñar el muro considerando un rápido descenso del nivel del agua, ya que este fenómeno podría


aguas altas. Para el cálculo de la estabilidad interna y externa se deberán utilizar las densidades efectivas comenzando a niveles inmediatamente debajo del nivel de aplicación de la presión hidrostática diferencial.

provocar presiones hidrostáticas diferenciales considera-blemente mayores que 900 mm de columna de agua. Alternativamente detrás del muro se puede utilizar un material de relleno de drenaje rápido, como por ejemplo "shot rock" o grava gruesa con una elevada relación de vacíos. Los materiales de relleno que satisfacen los requisitos granulométricos de la norma AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications aplicables a los rellenos detrás de estructuras de tierra estabilizada mecánicamente no se consideran materiales de drenaje rápido.

11.10.10.4 Obstrucciones en la Zona de Suelo

Reforzado Si es imposible evitar la colocación de una obstrucción

tal como un sumidero, una reja, las fundaciones de un dispositivo de señalización o iluminación, un poste de un guardarriel o una alcantarilla dentro de la zona de suelo reforzado, el diseño del muro cerca de la obstrucción se deberá modificar aplicando una de las alternativas siguientes:

1) Suponer que las capas de refuerzos están parcial o

totalmente interrumpidas en el sitio donde se encuentra la obstrucción y diseñar las capas de refuerzos circun-dantes para que soporten la carga adicional que debería ser soportada por los refuerzos interrumpidos.

2) Colocar alrededor de la obstrucción un marco

estructural capaz de transferir la carga de los refuerzos delante de la obstrucción a los refuerzos conectados al marco estructural detrás de la obstrucción, tal como se ilustra en la Figura 1.

3) Si los refuerzos del suelo consisten en fajas discretas y

dependiendo del tamaño y la ubicación de la obstrucción, puede que sea posible desviar los refuerzos alrededor de la obstrucción. Para la Alternativa 1, la porción del revestimiento del

muro delante de la obstrucción deberá ser estable contra las fallas por desmoronamiento (vuelco) o resbalamiento. Si esto no se puede lograr, los refuerzos del suelo entre la obstrucción y la cara del muro se pueden conectar estructuralmente a la obstrucción de manera tal que la cara del muro no se desmorone, o bien los elementos del revestimiento se pueden conectar estructuralmente a otros elementos del revestimiento adyacentes para evitar así este tipo de fallas.

Para la segunda alternativa el marco y las conexiones se deberán diseñar de acuerdo con la Sección 6 para marcos de acero.

C11.10.10.4 No se debería permitir que los alambres transversales o

longitudinales de las grillas metálicas se corten en obra, a menos que se adopte una de las alternativas indicadas en el Artículo 11.10.10.4 y que el diseño del muro se modifique de forma correspondiente.

Típicamente la desviación de los refuerzos se limita a

un máximo de 15º. Observar que, dependiendo del tipo de refuerzos y de la

naturaleza de la obstrucción, puede que sea posible conectar los refuerzos del suelo directamente a la


Para la tercera alternativa el ángulo de desviación, medido a partir de una línea perpendicular a la cara del muro, deberá ser lo suficientemente pequeño para que la desviación no genere momentos en los refuerzos ni en la conexión de los refuerzos a la cara del muro. La resistencia a la tracción de los refuerzos desviados se deberá reducir multiplicando por el coseno del ángulo de desviación.

Si la obstrucción debe penetrar la cara del muro los elementos del revestimiento del muro se deberán diseñar para que se ajusten a la geometría de la obstrucción y sean estables (es decir, se deberían evitar las cargas puntuales) y de manera tal que el suelo de relleno detrás del muro no pueda salir por las juntas. Para esto puede ser necesario colocar un collar alrededor de la obstrucción junto a la cara del muro.

Si es necesario instalar pilotes hincados o perforados que atraviesen la zona reforzada se deberán respetar las recomendaciones indicadas en el Artículo 11.10.11.

obstrucción.

Figura 11.10.10.4-1 Conexión estructural de los refuerzos del suelo alrededor de una obstrucción 11.10.11 Estribos sobre Muros de Tierra Estabilizada

Mecánicamente Los estribos ubicados sobre muros de tierra estabilizada

mecánicamente se deberán dimensionar de manera que satisfagan los criterios especificados en los Artículos 11.6.2 a 11.6.6.

El muro de tierra estabilizada mecánicamente debajo de la zapata del estribo se deberá diseñar para las cargas adicionales impuestas por la presión de contacto de la zapata y los empujes adicionales del suelo resultantes de las cargas horizontales aplicadas en el asiento del puente y del muro de retención encima del asiento del puente. La

C11.10.11

T

T

REFUERZOS DEL SUELO

MARCO ESTRUCTURAL

T = CARGA TOTAL QUE DEBE SOPORTAR EL MARCO ESTRUCTURAL

VISTA EN PLANTA

OBSTRUCCIÓN


carga de la zapata se puede distribuir como se describe en el Artículo 11.10.10.1.

La fuerza horizontal mayorada que actúa sobre los refuerzos en cualquier nivel de refuerzos, Tmáx, se deberá tomar como:

máx Hmáx vT S (11.10.11-1)

donde:

Hmáx = tensión horizontal mayorada en la capa i, definida por la Ecuación 2 (MPa)

Sv = separación vertical de los refuerzos (mm)

Las tensiones horizontales en las zonas reforzadas del

estribo se deberán determinar por superposición de la siguiente manera, y como se especifica en el Artículo 11.10.10.1:

Hmáx p v r v r Hk k (11.10.11-2)

donde:

p = factor de carga para el empuje vertical del suelo indicado en la Tabla 3.4.1-2

H = magnitud del empuje lateral debido a la sobrecarga

(MPa)

v = empuje vertical del suelo sobre el ancho de base efectivo (B 2e) (MPa)

v = empuje vertical del suelo debido a la carga de la

zapata (MPa) kr = coeficiente de empuje del suelo que varía en función

de ka como se especifica en el Artículo 11.10.6.2.1

ka = coeficiente de empuje activo del suelo especificado en el Artículo 3.11.5.8

La longitud efectiva utilizada para calcular la

estabilidad interna debajo de la zapata del estribo deberá ser como se describe en el Artículo 11.10.10.1 y la Figura 11.10.10.1-2.

La mínima distancia desde el eje del apoyo sobre el estribo hasta el borde exterior del revestimiento deberá ser de 1070 mm. La mínima distancia entre la cara posterior del panel y la zapata deberá ser de 150 mm.

Si se anticipa una penetración significativa de las heladas, la zapata del estribo se deberá colocar sobre un

La mínima longitud de los refuerzos, en base a la

experiencia, ha sido igual al mayor valor entre 6700 mm o 0,6 (H + d) + 2000 mm. La longitud de los refuerzos debería ser constante en toda la altura del muro para así limitar los asentamientos diferenciales en la zona reforzada. Los asentamientos diferenciales podrían someter los refuerzos a tensiones excesivas.

El nivel admisible de asentamiento diferencial entre las estructuras de los estribos debería evitar que se dañen las unidades de la superestructura. Este tema se discute en el


lecho de agregados gruesos compactados de 900 mm de espesor como se describe en el Artículo 11.10.2.2.

La densidad, longitud y sección transversal de los refuerzos del suelo diseñados para soportar el estribo se deberán continuar sobre los muros de ala una distancia horizontal mínima igual al 50 por ciento de la altura del estribo.

En los estribos soportados por pilotes hincados o perforados, las fuerzas horizontales transmitidas a las fundaciones profundas deberán ser resistidas por la capacidad lateral de las fundaciones profundas ya sea proveyendo refuerzos adicionales para atar el pilote o el cabezal de pilotes a la masa de suelo o bien mediante pilotes inclinados. Las cargas laterales transmitidas por las fundaciones profundas al relleno reforzado se pueden determinar utilizando la técnica de análisis P-Y. El revestimiento deberá estar aislado de las cargas horizontales asociadas con las deformaciones laterales de los pilotes. Se deberá proveer una distancia libre mínima de 460 mm entre el revestimiento y los elementos de la fundación profunda. Se deberá especificar que los pilotes hincados o perforados se deben colocar antes de la construcción del muro utilizando camisas para atravesar el relleno si fuera necesario.

Se debe verificar el equilibrio del sistema en cada nivel de refuerzos debajo del asiento del puente.

Debido a las presiones de contacto relativamente elevadas cerca de las uniones entre paneles, se deberían realizar ensayos de arrancamiento y flexión utilizando paneles a escala real para determinar si la capacidad última de las conexiones entre paneles es adecuada.

Artículo 10.6.2.2. En general no se deberían construir estribos sobre terraplenes estabilizados mecánicamente si se anticipan asentamientos diferenciales entre los estribos o entre las pilas y los estribos mayores que un medio de los asentamientos diferenciales límite descriptos en el Artículo C10.6.2.2

En cada nivel considerado se deberían tomar momentos

respecto del eje de la masa reforzada para determinar la excentricidad de la carga en cada nivel. Luego se calcula un empuje vertical uniforme usando un ancho ficticio tomado como (B 2e). El correspondiente empuje horizontal se debería calcular multiplicando por el coeficiente de empuje lateral correspondiente.

11.11 MUROS MODULARES PREFABRICADOS 11.11.1 Requisitos Generales

Se puede considerar el uso de sistemas modulares

prefabricados en los mismos casos en los cuales se considera el uso de muros de sostenimiento convencionales, muros tipo pantalla o muros de hormigón con contrafuertes.

C11.11.1 Los muros modulares prefabricados, cuyos elementos

pueden ser patentados o propietarios, generalmente utilizan módulos o cajones de hormigón armado o acero unidos entre sí y rellenos con suelo, gaviones rellenos con roca, unidades de hormigón prefabricado o unidades de mampostería de hormigón colado en seco (sin suelo de refuerzo) que resisten los empujes del suelo actuando como si se tratara de un muro de sostenimiento de gravedad. Los muros modulares prefabricados también pueden utilizar sus elementos estructurales para movilizar el peso de parte del relleno detrás del muro mediante acción de arco del suelo para proveer así resistencia frente a las cargas laterales. En la Figura C1 se ilustran algunos ejemplos de muros modulares prefabricados.


Figura C11.11.1-1 Ejemplos de muros modulares prefabricados que trabajan por gravedad

No se deben utilizar muros construidos con sistemas modulares prefabricados bajo las siguientes condiciones:

En curvas con un radio menor que 240.000 mm, a

menos que la curva pueda ser reemplazada por una serie de cuerdas.

No se deberán utilizar sistemas modulares de acero

si el agua subterránea o el escurrimiento superficial son ácidos o si se anticipa el uso de productos anticongelantes.

11.11.2 Cargas Se deberán aplicar los requisitos de los Artículo

11.6.1.2 y 3.11.5.9, excepto que no será necesario considerar los efectos de la contracción y la temperatura.

11.11.3 Movimiento en el Estado Límite de Servicio Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.6.2

según corresponda.

C11.11.3 Los asentamientos diferenciales longitudinales

calculados a lo largo de la cara del muro deberían dar por resultado una pendiente menor que 1/200.

11.11.4 Seguridad contra las Fallas del Suelo 11.11.4.1 Requisitos Generales

A los fines del cálculo de la estabilidad frente al

Muro encribado dehormigón prefabricado

Muro de cajones dehormigón prefabricado

Muro de gaviones

Muro de cajonesmetálicos


resbalamiento y el vuelco se deberá suponer que el sistema actúa como un cuerpo rígido. Se deberá determinar la estabilidad en cada nivel de módulos.

Para el cálculo de la estabilidad se deberán ignorar los empujes pasivos, a menos que la base del muro se extienda por debajo de la máxima profundidad de socavación, influencia de los ciclos e congelamiento y deshielo u otras perturbaciones. Exclusivamente en estos casos, la profundidad embebida debajo de la mayor de estas profundidades se puede considerar efectiva para proveer resistencia pasiva.


Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.6.3.3. Para los cálculos de la estabilidad frente al

resbalamiento se puede considerar que la fricción entre el suelo utilizado como relleno y el suelo de fundación y la fricción entre los módulos inferiores o la zapata y el suelo de fundación son efectivos para resistir resbalamiento. El coeficiente de fricción por deslizamiento entre el suelo utilizado como relleno y el suelo de fundación en la base del muro deberá ser igual al menor valor entre el f del suelo utilizado como relleno y el f del suelo de fundación. El coeficiente de fricción por deslizamiento entre los módulos inferiores o la zapata y el suelo de fundación en la base del muro se deberá reducir, según corresponda, para tomar en cuenta cualquier posible área de contacto lisa.

En ausencia de datos específicos, para f de los suelos granulares se deberá utilizar un ángulo de fricción máximo igual a 30º. Para determinar el ángulo de fricción de los suelos cohesivos se deberían realizar ensayos que consideren tanto condiciones drenadas como no drenadas.

11.11.4.3 Capacidad de Carga Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.6.3. La capacidad de carga se deberá calcular suponiendo

que las cargas permanentes y las cargas debidas al empuje del suelo son resistidas por apoyos puntuales por unidad de longitud en la parte posterior y delantera de los módulos o en la ubicación de las patas inferiores. Se deberá considerar que al menos 80 por ciento del peso del suelo dentro de los módulos se transmite a los puntos de apoyo delanteros y posteriores. Si las condiciones de fundación requieren una zapata debajo de la totalidad del área del módulo se deberá considerar la totalidad del peso del suelo dentro de los módulos.

C11.11.4.3 Los sistemas construidos con módulos de hormigón son

relativamente rígidos y están sujetos a los daños estructurales que pueden provocar los asentamientos diferenciales, especialmente en su dirección longitudinal. Por este motivo la capacidad de carga para el diseño de las zapatas se debería determinar como se especifica en la Sección 10.6.

11.11.4.4 Vuelco Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.6.3.3.

C11.11.4.4 No se puede contar con todo el volumen del suelo


Como máximo el 80 por ciento del suelo utilizado como relleno dentro de los módulos es efectivo para resistir los momentos de vuelco.

dentro de los módulos para resistir el vuelco porque parte del suelo dentro del módulo no se arqueará. Si se dispone de una base estructural para retener el suelo dentro de los módulos no será necesario reducir el peso del suelo para calcular la resistencia al vuelco.

11.11.4.5 Erosión Subsuperficial

Los muros de cajones sólo se pueden utilizar en áreas

sensibles a la socavación si se ha establecido que son adecuados. Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 11.6.3.5.


11.11.4.7 Resistencia Pasiva y Resbalamiento Se deberán aplicar los requisitos de los Artículos

10.6.3.3 y 11.6.3.6, según corresponda.

11.11.5 Seguridad contra las Fallas Estructurales

11.11.5.1 Módulos Los módulos prefabricados se deberán diseñar para los

empujes mayorados del suelo detrás del muro y para los empujes mayorados que se desarrollan dentro de los módulos. Las superficies de las caras posteriores se deberán diseñar tanto para los empujes mayorados del suelo que se desarrollan dentro de los módulos durante la construcción como para la diferencia entre los empujes mayorados del suelo detrás y dentro de los módulos una vez finalizada la construcción. La resistencia y armadura de los módulos de hormigón deberán satisfacer los requisitos especificados en la Sección 5.

La resistencia de los módulos de acero deberá satisfacer los requisitos especificados en la Sección 6. La sección neta utilizada para el diseño se deberá reducir de acuerdo con el Artículo 11.10.6.4.2a.

Los empujes mayorados en los cajones deberán ser iguales para todos los módulos y deberán ser mayores o iguales que:

910b sP g b (11.11.5.1-1)

donde: Pb = presión mayorada dentro del módulo tipo cajón

(MPa)

s = densidad del suelo (kg/m3)

C11.11.5.1 El diseño estructural de los módulos se basa en la

diferencia entre los empujes desarrollados dentro de los módulos y aquellos resultantes del empuje del relleno detrás del muro. Las relaciones de presiones recomendadas para los módulos se basan en relaciones obtenidas para geometrías correspondientes a estructuras alargadas y en general son conservadoras.


= factor de carga para el empuje vertical del suelo

especificado en la Tabla 3.4.1-2 b = ancho del módulo tipo cajón (mm) g = aceleración de la gravedad (m/sec2)

Las armaduras de acero deberán ser simétricas en

ambas caras, a menos que las caras se identifiquen positivamente de modo que se asegure la correcta ubicación de los módulos en obra. Las esquinas deberán estar adecuadamente armadas.



11.11.7 Estribos Los asientos de estribos construidos sobre unidades

modulares se deberán diseñar considerando los empujes del suelo y los empujes horizontales suplementarios debidos a la viga de asiento del estribo y los empujes del suelo sobre el muro de sostenimiento encima del asiento. El módulo superior se deberá dimensionar de manera que sea estable bajo la acción combinada de los empujes normales y suplementarios. El módulo superior deberá tener un ancho mínimo de 1800 mm. El eje de apoyo deberá estar ubicado como mínimo a 600 mm de la cara externa del módulo prefabricado superior. El asiento de la viga del estribo deberá ser soportada por el módulo superior y hormigonado en forma integral con el mismo. El espesor de la cara frontal del módulo superior se deberá diseñar considerando los esfuerzos de flexión desarrollados por los empujes del suelo suplementarios. Las cargas del asiento de la viga del estribo se deberán transferir al nivel de las fundaciones y se deberán considerar en el diseño de las zapatas.

Se deberán aplicar los requisitos sobre asentamientos diferenciales especificados en el Artículo 11.10.4.

11.11.8 Drenaje En las áreas de desmonte y relleno las unidades

modulares prefabricadas se deberán diseñar con un drenaje subsuperficial continuo ubicado al pie del talud y con una salida adecuada. En las áreas de desmonte y relleno en las cuales se anticipan niveles del agua superficial por encima del nivel de la zapata se deberá proveer un manto de drenaje continuo conectado al sistema de drenaje longitudinal.

En los sistemas con caras frontales abiertas se deberá


proveer un sistema de drenaje superficial sobre la parte superior del muro.


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APÉNDICE

A11.1 CONSIDERACIONES GENERALES Los numerosos casos de daños o fallas de puentes inducidos por la falla o el desplazamiento de los estribos durante un

movimiento sísmico han demostrado claramente la necesidad de prestar atención a la hora de diseñar y detallar los estribos en zonas sísmicas. Típicamente los daños están asociados con el asentamiento del relleno, desplazamientos inducidos por los elevados empujes laterales del suelo que provocan los movimientos sísmicos o la transferencia de importantes fuerzas inerciales longitudinales o transversales de la propia estructura del puente. El asentamiento del relleno detrás de los estribos, los daños en los estribos o los daños en el tablero del puente inducidos por el movimiento de los estribos pueden provocar la pérdida del acceso al puente; por este motivo los estribos deben ser considerados un eslabón vital en el proceso de diseño sismorresistente global de un puente.

La naturaleza de los movimientos o daños que han sufrido diferentes estribos durante sismos pasados está bien documentada en la literatura. Evans (1971) examinó los estribos de 39 puentes ubicados en un radio de 48,3 km del terremoto de Inangahua de magnitud M7 que ocurrió en Nueva Zelanda en 1968. De estos puentes 23 tuvieron movimientos mesurables, mientras que 15 sufrieron daños. Los movimientos de los estribos independientes (estribos autoestables) siguieron un patrón general de movimiento hacia afuera y rotación respecto de la parte superior luego de entrar en contacto con las superestructuras que le sirvieron de restricción. Se observó que los asentamientos del relleno fueron de alrededor de 10 a 15 por ciento de su altura. Los efectos sobre los estribos de puentes provocados por el terremoto de Madang de magnitud M7.1 que ocurrió en Nueva Guinea, reportados por Ellison (1971), fueron similares: se observaron movimientos de los estribos de hasta 500 mm. Fung et al. (1971) describen los daños sufridos por diferentes estribos durante el terremoto de San Fernando ocurrido en 1971. Se han publicado numerosos casos de desplazamientos de estribos y daños asociados durante terremotos ocurridos en Niigata y Alaska. Sin embargo, estas fallas están asociadas principalmente con la licuefacción de los suelos de fundación.

Las características de diseño de los estribos son altamente variables y dependen de la naturaleza del predio donde se ha de construir el puente, los suelos de fundación, la longitud del puente y las magnitudes de las cargas. Los tipos de estribos incluyen, entre otros, los muros de gravedad independientes (autoestables), los muros tipo pantalla en voladizo y los diafragmas monolíticos. Las fundaciones utilizadas pueden ser zapatas ensanchadas, pilotes verticales o pilotes inclinados, mientras que los detalles de las conexiones a la superestructura pueden incluir apoyos de rodillos, apoyos elastoméricos o conexiones fijas abulonadas. Considerando la cantidad de potenciales variables de diseño, y sumando esto a la compleja naturaleza de la interacción estribo-superestructura durante un evento sísmico, es evidente que para realizar el diseño sismorresistente de los estribos es necesario adoptar numerosas hipótesis simplificadoras.

A11.11.1 Estribos Independientes (Autoestables)

En el caso de los estribos independientes, como por ejemplo los muros de gravedad o muros tipo pantalla que podrían

fallar lateralmente durante un terremoto (es decir, caso de una superestructura soportada por apoyos capaces de desplazarse libremente), para calcular los empujes del suelo inducidos por los movimientos sísmicos se utiliza ampliamente el enfoque seudoestático de Mononobe-Okabe.

Para los estribos independientes en áreas de sismicidad elevada, intentar lograr un diseño con el cual se logren desplazamientos nulos bajo las aceleraciones pico del terreno puede no ser realista, por lo cual puede ser preferible diseñar para un pequeño desplazamiento lateral admisible. En este artículo describimos un método recientemente desarrollado para calcular la magnitud de los movimientos relativos de un muro durante un sismo dado. Tomando como base este método simplificado se incluyen recomendaciones para la selección de un coeficiente sísmico seudoestático y el correspondiente nivel de desplazamiento para una determinada aceleración efectiva pico.

A11.11.1.1 Análisis de Mononobe-Okabe El método más utilizado para calcular los esfuerzos sísmicos del suelo que actúan sobre un estribo de puente es un

enfoque estático desarrollado en la década de 1920 por Mononobe (1929) y Okabe (1926). El análisis de Mononobe-Okabe es una ampliación de la teoría de la cuña deslizante de Coulomb que toma en cuenta las fuerzas inerciales

p yTípicamente los daños están asociados con el asentamiento del relleno, desplazamientos inducidos por p , p p

los elevados empujes laterales del suelo que provocan los movimientos sísmicos o la transferencia de importantes fuerzasp j q pinerciales longitudinales o transversales de la propia estructura del puente.

En el caso de los estribos independientes, como por ejemplo los muros de gravedad o muros tipo pantalla que podrían p , p j p g p p q pfallar lateralmente durante un terremoto (es decir, caso de una superestructura soportada por apoyos capaces de( , p p p p y pdesplazarse libremente), para calcular los empujes del suelo inducidos por los movimientos sísmicos se utilizap ), p p jampliamente el enfoque seudoestático de Mononobe-Okabe.

A11.11.1.1 Análisis de Mononobe-Okabe

pEl análisis de Mononobe-q p ( ) y ( )

Okabe es una ampliación de la teoría de la cuña deslizante de Coulomb que toma en cuenta las fuerzas inerciales


horizontales y verticales que actúan sobre el suelo. Los trabajos de Seed y Whitman (1970) y Richards y Elms (1979) describen en detalle el procedimiento de análisis. El enfoque adopta las siguientes hipótesis:

1. El estribo se puede desplazar lo suficiente para permitir la movilización de la resistencia total del suelo o permitir

condiciones de empuje activo. Si el estribo está fijo y es incapaz de moverse las fuerzas del suelo serán mucho mayores que las anticipadas por el análisis de Mononobe-Okabe.

2. El relleno detrás del muro es no cohesivo y tiene un ángulo de fricción .

3. El relleno detrás del muro está en condiciones no saturadas, de modo que no surgirán problemas de licuefacción. Considerando el equilibrio de la cuña de suelo detrás del estribo ilustrado en la Figura 1, se puede obtener un valor EAE

de la fuerza activa que ejerce el estribo sobre la masa de suelo y viceversa. Cuando el estribo está en el punto de falla EAE se puede calcular mediante la siguiente expresión:

2 91 1 10

2AE v AEE g H k K (A11.1.1.1-1)

donde:

2

2

2

cos sin sin1

cos cos cos cos cosAE

iK

i (A11.1.1.1-2)

y donde: g = aceleración de la gravedad (m/sec2) = densidad del suelo (kg/m3)

H = altura del suelo (mm)

= ángulo de fricción del suelo (º) = arc tan (kh / (1 kv)) (º)

= ángulo de fricción entre el suelo y el estribo (º)

kh = coeficiente de aceleración horizontal (adimensional) kv = coeficiente de aceleración vertical (adimensional) i = ángulo de inclinación de la superficie del relleno (º)

= inclinación del muro respecto de la vertical (sentido negativo como se ilustra) (º)

horizontales y verticales que actúan sobre el suelo. Los trabajos de Seed y Whitman (1970) y Richards y Elms (1979) (y q j ydescriben en detalle el procedimiento de análisis. El enfoque adopta las siguientes

( hipótesis:

1. El estribo se puede desplazar lo suficiente para permitir la movilización de la resistencia total del suelo o permitir ap p pSi el estribo está fijo y es incapaz de moverse las fuerzas del suelo serán mucho

pcondiciones de

pempuje activo. p j j y p

mayores que las anticipadas por el análisis de Mononobe-Okabe.p j

2. El relleno detrás del muro es no cohesivo y tiene un ángulo de fricción .

3. El relleno detrás del muro está en condiciones no saturadas, de modo que no surgirán problemas de licuefacción.

(A11.1.1.1-1)

(A11.1.1.1-2)

arc tan (khkk / (1 kvkk ))

Cuando el estribo está en el punto de falla EAEEse puede calcular mediante la siguiente expresión:

Considerando el equilibrio de la cuña de suelo detrás del estribo ilustrado en la Figura 1, se puede obtener un valor EAEEg , p AEqde la fuerza activa que ejerce el estribo sobre la masa de suelo y viceversa. q j


Figura A11.1.1.1-1 Diagrama de fuerzas de la cuña activa La expresión equivalente para el esfuerzo pasivo si el estribo está siendo empujado hacia el relleno es la siguiente:

2 91 1 102PE v PEE g H k K (A11.1.1.1-3)

donde:

2

2

2

cos sin sin1

cos cos cos cos cosPE

iK

i (A11.1.1.1-4)

A medida que aumenta el ángulo de las fuerzas inerciales los valores de KAE y KPE se aproximan el uno al otro y

cuando el relleno detrás del muro es vertical ambos se igualan cuando = . A pesar de la relativa sencillez del enfoque, la validez de la Ecuación 1 ha sido comprobada mediante ensayos

realizados en modelos (Seed y Whitman 1970) y mediante cálculos realizados en base a fallas previas observadas en muros de encauzamiento (Clough y Fragaszy 1977). Sin embargo, en el segundo caso los desplazamientos fueron importantes, y como se verá esto puede modificar los valores efectivos de kh para los cuales se produce la falla.

El valor de ha, la altura a la cual la resultante del empuje del suelo actúa sobre el estribo, se puede tomar igual a H/3 para un caso estático que no involucre efectos sísmicos. Sin embargo este valor aumenta a medida que aumentan las solicitaciones de origen sísmico. Esto se ha demostrado empíricamente mediante ensayos y, además, Word (1973) también lo demostró en forma teórica, hallando que la resultante del empuje dinámico actúa aproximadamente en a la mitad de la altura. Seed y Whitman han sugerido que h se podría obtener suponiendo que la componente estática del esfuerzo del suelo (calculada usando la Ecuación 1 con = kv = 0) actúa a H/3 de la base del estribo, mientras que se podría considerar que el esfuerzo dinámico adicional actúa a una altura de 0,6H. Para la mayoría de las aplicaciones será suficiente asumir h = H/2 con un empuje uniformemente distribuido.

Aunque la expresión de Mononobe-Okabe para determinar el empuje activo se puede evaluar fácilmente cualquiera sea la geometría y el ángulo de fricción, el significado de los diferentes parámetros no es fácilmente evidente. La Figura 2 muestra la variación de KAE en función de kh para diferentes valores de y kv; obviamente KAE es altamente sensible al

MURO DE GRAVEDAD

MURO TIPO PANTALLA

khW

Whk

EAE

( I - k )Wv

( I - k )Wv

AEE

CUÑA ACTIVA

CUÑA ACTIVASUPERFICIE DE FALLA

SUPERFICIE DE FALLAi

k vWs

sWhk

Ws

ah

R

AEE

-

H

h p pla resultante del empuje del suelo actúa sobre el estribo, se puede tomar igual a H/3HHa, p

para un caso estático que no involucre efectos sísmicos. ffp y y, , ( )

la resultante del empuje dinámico actúa aproximadamente en a la mitad de la altura.

, qSeed y Whitman han sugerido que h se podría obtener suponiendo que la componente estática del esfuerzo del

p j py g q p p q p

suelo (calculada usando la Ecuación 1 con = kvkk = 0) actúa a H/3 de la base del estribo, mienHH tras que se podría considerar ( v )que el esfuerzo dinámico adicional actúa a una altura de 0,6H. HH

Figura A11.1.1.1-1 Diagrama de fuerzas de la cuña activa


valor de . Además, para un valor de constante, KAE se duplica cuando kh aumenta de 0,0 a 0,35 para una aceleración vertical nula y luego aumenta más rápidamente.

Para evaluar el aumento del empuje activo del suelo debido a los efectos sísmicos de manera más sencilla KAE se puede normalizar dividiendo por su valor estático KA para obtener un factor de empuje:

AE

TA

KFK

(A11.1.1.1-5)

Mientras que la Figura 2 muestra que KAE es sensible a las variaciones del ángulo de fricción del suelo, las gráficas de

FT en función de ilustradas en la Figura 3 indican que el valor de afecta poco el factor de empuje hasta que de pronto, en un rango pequeño de , FT aumenta rápidamente y se vuelve infinito para ciertos valores críticos específicos de . La causa de este comportamiento se puede determinar analizando la Ecuación 2. Para poder hallar una solución real el contenido del radical debe ser positivo y para ello es necesario que:

arctan1

h

v

ki ik

(A11.1.1.1-6)

Figura A11.1.1.1-2 Influencia del coeficiente sísmico y el ángulo de fricción del suelo sobre el coeficiente de empuje activo sísmico

Esta condición también se podría plantear especificando un límite para el coeficiente de aceleración horizontal que

pudiera ser soportado por cualquier estructura en un suelo dado. La condición límite es la siguiente:

1 tanh vk k i (A11.1.1.1-7) Para el caso de relleno de superficie horizontal, aceleración vertical igual a 0,0 y ángulo de fricción del suelo igual a

35º, el valor límite de kh es igual a 0,7. Este enfoque es interesante ya que proporciona un límite superior absoluto para la

0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,50

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

45º40º

35º30º

25º

= 20º

COEFICIENTE SÍSMICO HORIZONTAL kh

AECO

EFIC

IENT

E DE

EMP

UJE

ACTI

VO S

ÍSMI

CO, K

= i = k = 0v

= /2 = /2 = i = 0

1,0

0,8

0,6

0,4

0,2

00,50,40,30,20,10

= 35º

- 0,2

0,0

k = 0,2v

hCOEFICIENTE SÍSMICO HORIZONTAL k

COEF

ICIE

NTE

DE E

MPUJ

E AC

TIVO

SÍS

MICO

, KAE

y g pPara evaluar el aumento del empuje activo del suelo debido a los efectos sísmicos de manera más sencilla KAEK se puedeEp j

normalizar dividiendo por su valor estático KAK para obtener un factor de empuje:

(A11.1.1.1-5)

i


aceleración sísmica que puede ser transmitida a cualquier estructura construida en un suelo que tenga las características de resistencia dadas.

La Figura 4 muestra la influencia de las variaciones del coeficiente de aceleración vertical kv sobre FT. Los valores de kv positivos tienen una influencia significativa para valores de kh mayores que 0,2. La influencia es mayor que 10 por ciento a la derecha y hacia arriba de la línea de trazos. Tal como se podría anticipar analizando la Ecuación 4, KAE y FT también son sensibles a las variaciones de la pendiente de la superficie del relleno, particularmente para valores del coeficiente de aceleración que se aproximan al valor límite que implica la Ecuación 4. Esta influencia se ilustra en la Figura 5.

Figura A11.1.1.1-3 Influencia del ángulo de fricción del suelo sobre la relación de amplificación

Figura A11.1.1.1-4 Influencia del coeficiente sísmico vertical sobre la relación de amplificación

Figura A11.1.1.1-5 Influencia de la pendiente de la superficie del relleno sobre la relación de amplificación

20º 25º 30º 35º 40º 45º0

1,0

2,0

3,0

4,0

= k = 0i = 0º = / 2

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5kh0,4

0,3

0,2

0,1

= / 2i = 10º= k = 0

4,0

3,0

2,0

1,0

045º40º35º30º25º20º

hk

vv

RELA

CIÓN

DE

AMPL

IFIC

ACIÓ

N F T

ÁNGULO DE FRICCIÓN DEL SUELO, ÁNGULO DE FRICCIÓN DEL SUELO,

RELA

CIÓN

DE

AMPL

IFIC

ACIÓ

N F T

-0,2 -0,1 0 0,1 0,2 0,30

1,0

2,0

3,0

4,0

COEFICIENTE SÍSMICO VERTICAL, K v

TFA

CTOR

DE

AMPL

IFIC

ACIÓ

N, F

10%

k = 0,5h

0,4

0,3

0,2

0,1

35ºi = 0

/2

-5º 0º 5º 10º 15º 20º0

1,0

2,0

3,0

4,0

0,10,2

0,3

0,4

k = 0,5h

= 35º= k = 0v

= /2

PENDIENTE DE LA SUPERFICIE DEL RELLENO, i

FACT

OR D

E AM

PLIF

ICAC

IÓN,

F T


El análisis de Mononobe-Okabe no toma en cuenta los efectos inerciales del estribo. Muchos procedimientos actuales asumen que las fuerzas inerciales debidas a la masa del propio estribo se pueden despreciar al considerar el comportamiento y diseño sismorresistentes. Esta no es una hipótesis conservadora y para aquellos estribos que confían en su propia masa para su estabilidad también es una hipótesis poco razonable ya que despreciar la masa significa despreciar un aspecto sumamente importante de su comportamiento. Richards y Elms (1979) discuten detalladamente los efectos inerciales de los muros y demuestran que para el diseño de los muros de sostenimiento de gravedad no se deberían despreciar las fuerzas inerciales.

A11.1.1.2 Diseño para Desplazamiento

Si en el método de análisis de Mononobe-Okabe se utilizan aceleraciones del suelo pico, muchas veces las estructuras

de sostenimiento de gravedad resultantes serán excesivamente grandes. Para lograr una estructura más económica puede ser preferible diseñar para un pequeño desplazamiento admisible en lugar de diseñar para desplazamientos nulos.

Ensayos realizados demuestran que durante un sismo los muro de sostenimiento de gravedad fallan de manera incremental. Para cualquier movimiento sísmico del suelo el desplazamiento relativo total se puede calcular utilizando el método del bloque deslizante sugerido por Newmark (1965). Este método supone un patrón de desplazamiento similar al de un bloque que descansa sobre una superficie horizontal plana rugosa sujeta a un sismo y supone además que el bloque puede moverse libremente contra la resistencia friccional solamente en una dirección. La Figura 1 ilustra cómo el desplazamiento relativo se relaciona con las historias de tiempo de aceleración y velocidad del suelo y el muro. Se asume que el muro comienza a desplazarse en correspondencia con un valor crítico de kh; el movimiento relativo continuará hasta que se igualen las velocidades del muro y el suelo. Las Figuras 2 y 3 muestran los resultados obtenidos por Richards y Elms (1979) al calcular el desplazamiento de un muro para kh = 0 para el registro N-S del terremoto de El Centro ocurrido en 1940.

Newmark calculó la respuesta de desplazamiento máximo tomando como base los registros de cuatro terremotos y graficó los resultados luego de escalar los terremotos para utilizar una velocidad máxima común y un máximo coeficiente de aceleración común. Franklin y Chang (1977) repitieron el análisis para un gran número de registros tanto naturales como artificiales e incorporaron sus resultados a la misma gráfica. En la Figura 4 se ilustran las envolventes de estos resultados. Todos los registros se escalaron para un coeficiente de aceleración máximo igual a 0,5 y una velocidad máxima V = 762 mm/sec. La máxima resistencia del coeficiente N es el máximo coeficiente de aceleración que puede sostener un bloque deslizante antes de deslizar. En el caso de un muro diseñado mediante el método de Mononobe-Okabe obviamente el máximo coeficiente es kh.

En la Figura 4 se puede ver que las envolventes para todos los registros escalados tienen aproximadamente la misma forma.

La siguiente relación, para la cual se puede utilizar cualquier conjunto de unidades consistentes, permite obtener una aproximación de las curvas para desplazamientos relativamente pequeños:

42

0,087 V NdAg A

(A11.1.1.2-1)

donde d es el desplazamiento relativo total de un muro sometido a un movimiento sísmico del suelo cuyo máximo coeficiente de aceleración es A y cuya máxima velocidad es V. En la Figura 4 este desplazamiento se representa mediante un recta. Debido a que esta expresión fue desarrollada a partir de curvas envolventes, para la mayoría de los terremotos los valores de d obtenidos estarán sobrestimados.

El análisis de Mononobe-Okabe no toma en cuenta los efectos inerciales del estribo.

p y q p g pRichards y Elms (1979) discuten detalladamente los efectosp p p y ( )

inerciales de los muros y demuestran que para el diseño de los muros de sostenimiento de gravedad no se deberíanydespreciar las fuerzas inerciales.


Figura A11.1.1.2-1 Relación entre el desplazamiento relativo y las historias de tiempo de aceleración y velocidad del suelo y el muro

Figura A11.1.1.2-2 Historias de tiempo de aceleración y velocidad del suelo y el muro (Registro N-S del terremoto de El Centro, 1940)

ACELERACIÓNDEL SUELO

ACELERACIÓNDEL MURO

VELOCIDAD ABSOLUTA

VELOCIDADRELATIVADEL MURO

DESPLAZAMIENTO RELATIVO

t t t t

dd

d d

cccc

b bb b

aa

a a

o x x vro d

ahKb c d

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15-0,4

0,0

0,2

0,4

ACEL

ERAC

IÓN

(g)

VELO

CIDA

D (m

/ sec

)

TIEMPO, segundos

TIEMPO, segundos

0,4

0,2

0,0

-0,41514131211109876543210

SUELOMURO

MUROSUELO

-0,2

-0,2


Figura A11.1.1.2-3 Desplazamiento relativo del muro (Registro N-S del terremoto de El Centro, 1940)

Figura A11.1.1.2-4 Envolventes de los desplazamientos permanentes para todos los registros naturales y artificiales analizados por Franklin y Chang (1977)

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 150

20

40

60

80

100

TIEMPO, segundos

DESP

LAZA

MIEN

TO R

ELAT

IVO

(mm)

0,01 0,05 0,10 0,50 1,00 5,025

50

100

200

300

400500

1000

2000

300040005000

10 000

25 000

MAX.

DES

PLAZ

AMIE

NTO

NORM

ALIZ

ADO,

mm

RESISTENCIA NO SIMÉTRICA

REFERENCIAS

REGISTROS SAN FERDANDO(PARA SUELO) 1971 -- M = 8.5

REGISTROS CIT -- M < 8+SEED - IDRISS -- M = 81

4

REGISTROS NATURALES EXCEPTO SAN FERNANDO1971 -- M < 7,7REGISTROS PARA ROCA -- M < 8,5

VALORES DE NA = MAX. COEFICIENTE DE RESISTENCIAMAX. ACELERACIÓN SÍSMICA

-42

g

V N0,087A A


Un procedimiento de diseño posible sería elegir para el muro un valor de desplazamiento máximo deseado, d, junto con

parámetros sísmicos adecuados y utilizar la Ecuación 1 para obtener un valor del coeficiente de aceleración sísmica para el cual se debería diseñar el muro. Si corresponde, las conexiones del muro se deberían detallar de manera que permitan este desplazamiento.

Aplicando el procedimiento anterior a diferentes ejemplos simplificados, Elms y Martin (1979) demostraron que un valor de kh = A/2 es adecuado para la mayoría de los propósitos de diseño, siempre que se tome en cuenta un desplazamiento hacia afuera del muro de hasta 254A mm.

Para los puentes en Zona Sísmica 3 o 4 se requiere considerar más detalladamente el mecanismo de transferencia de las fuerzas inerciales de la estructura a través de los apoyos del puente a los estribos independientes, particularmente para los puentes ubicados en Zona Sísmica 4 que deben mantener su accesibilidad aún después de un sismo importante.

La Figura 5 muestra diagramas de fuerzas que describen las condiciones de equilibrio límite para algunos apoyos deslizantes simples. Si los apoyos incluyen almohadillas elastoméricas no confinadas la naturaleza de las fuerzas transferidas a los estribos se vuelve más compleja, ya que estos apoyos son capaces de transferir fuerzas significativas. La magnitud de la fuerza inicialmente depende del movimiento relativo entre la superestructura y el estribo, y es posible que las fuerzas adquieran magnitudes significativas antes que ocurra el deslizamiento.

Figura A11.1.1.2-5 Diagramas de fuerzas incluyendo la fricción en el apoyo En los puentes en Zona Sísmica 4 se debería considerar el uso de bulones de conexión y amortiguadores para

minimizar los daños. La Figura 6 muestra un detalle de un estribo típico utilizado por el Ministerio de Obras Públicas de Nueva Zelanda. Como se puede observar, se incorporan bulones de conexión para evitar que los tramos se deslicen cayéndose de los apoyos. Los aros de goma actúan como amortiguadores para evitar daños por impacto en caso que la luz dejada para permitir el desplazamiento lateral resultara insuficiente. El muro de sostenimiento encima del asiento tiene un dispositivo o elemento desmoronable que permite acomodar asentamientos diferenciales entre el estribo y la superestructura minimizando los daños estructurales. Una práctica habitual en Estados Unidos consiste en sellar el espacio entre la superestructura y el estribo con material bituminoso para minimizar los daños por impacto. Sin embargo, en este caso hay que reconocer que si ocurre un sismo importante ocurrirá algún daño y posiblemente algo de rotación del estribo.

En las Figuras 6 y 7 también se observa el uso de una losa de asentamiento o aproximación, cuyo efecto es permitir el acceso al puente en caso que el relleno se asiente. La losa también proporciona una forma de anclaje adicional (por fricción) para evitar el movimiento lateral del muro.

APOYO

RE AE

RPEE

R

R

W

k Wh hk WW

pAplicando el procedimiento anterior a diferentes ejemplos simplificados, Elms y Martin (1979) demostraron que unpp p j p p , y ( ) q

valor de es adecuado para la mayoría de los propósitos de diseño, siempre que se tome en cuenta unp

khkk = A/2 p ydesplazamiento hacia afuera del muro de hasta 254A44 mm.

h


Figura A11.1.1.2-6 Posibles detalles de un estribo

Figura A11.1.1.2-7 Típico estribo monolítico

LOSA DE FRICCIÓNO ASENTAMIENTO

JUNTA DEEXPANSIÓN ARO DE GOMA

BULÓN DE CONEXIÓN

APOYO

MURO CON ELEMENTO DESMORONABLE

LOSA DEASENTAMIENTO

RETENIDA

ESTRIBO

LLAVE DE CORTE

CHAPA METÁLICASOBRE FAJA DE NEOPRENO

PILOTES

PAVIMENTO


A11.1.1.3 Estribos Restringidos contra el Movimiento Lateral Como ya mencionamos anteriormente, el análisis de Mononobe-Okabe supone que el estribo puede ceder lateralmente

lo suficiente para movilizar las resistencias pico en el suelo de relleno. Para los suelos granulares se puede asumir que las resistencias pico se movilizan cuando las deflexiones en el coronamiento del muro son aproximadamente iguales a 0,5 por ciento de la altura del estribo. En el caso de los estribos restringidos contra el movimiento lateral mediante retenidas o pilotes inclinados, los empujes laterales inducidos por las fuerzas inerciales en el relleno serán mayores que los obtenidos mediante un análisis de Mononobe-Okabe. Las soluciones elásticas simplificadas presentadas por Wood (1973) para muros rígidos restringidos contra el movimiento lateral también indican que los empujes son mayores que los dados por Mononobe-Okabe. En aquellos casos en los cuales exista duda acerca de si el estribo puede ceder lo suficiente para movilizar las resistencias del suelo se sugiere utilizar un factor de 1,5 juntamente con las aceleraciones pico del terreno.

A11.1.2 Estribos Monolíticos

En California muchas veces para los puentes de uno y dos tramos se utilizan estribos monolíticos o con un diafragma

en el extremo, tales como los ilustrados en la Figura A11.1.1.2-7. Como se observa en la figura, el diafragma del extremo se hormigona monolíticamente con la superestructura y puede ser soportado directamente sobre pilotes o bien se pueden tomar medidas para acortar la viga durante el postesado. El diafragma actúa como un muro de sostenimiento, mientras que la superestructura actúa como un puntal entre estribos.

El comportamiento sísmico de estos estribos ha sido satisfactorio, evitando problemas tales como los daños en el relleno y los apoyos asociados con el movimiento de los estribos y reduciendo la carga lateral tomada por las columnas o pilas. Por otra parte, la superestructura transmite mayores fuerzas inerciales longitudinales y transversales directamente al relleno, por lo cual se deben tomar recaudos para contar con una adecuada resistencia pasiva a fin de evitar desplazamientos relativos excesivos.

Aunque los estribos independientes (autoestables) le proporcionan al diseñador mayor control sobre el desarrollo de las fuerzas en el suelo, la unión que se agrega introduce un potencial mecanismo de colapso en la estructura. Para evitar este mecanismo de colapso, los estribos monolíticos son particularmente recomendables para puentes en Zona Sísmica 4. Aunque debido a las mayores fuerzas transferidas a los suelos de relleno los daños pueden ser mayores que si se utilizaran estribos independientes, si los estribos monolíticos están armados correctamente el potencial de colapso es bajo. Al estimar la rigidez de un estribo monolítico y los desplazamientos longitudinales asociados durante la transferencia de las fuerzas sísmicas pico de la estructura se recomienda dimensionar los estribos para restringir los desplazamientos a 91,4 mm o menos a fin de minimizar los daños.


APÉNDICE REFERENCIAS

Clough, G. W. y Fragaszy, R. F. 1977. "A Study of Earth Loadings on Floodway Retaining Structures in the 1971 San Fernando Valley Earthquake." En Proc., 6th World Conference on Earthquake Engineering. pp. 7-37 – 7-42. Elias, V. 1990. "Durability/Corrosion of Soil Reinforced Structures." FHWA/R-89/186. Federal Highway Administration, U.S. Department of Transportation, Washington, DC, p. 173. Ellison, B. 1971. "Earthquake Damage to Roads and Bridges: Madang, R.P.N.G., Nov. 1970." Bulletin of the New Zealand Society of Earthquake Engineering, Vol. 4, pp. 243-257. Elms, David A. y Geoffrey R. Martin. 1979. "Factors Involved in the Seismic Design of Bridge Abutments." En Proc., Workslzop on Seismic Problems Related to Bridges. Applied Technology Council, Berkeley, CA. Evans, G. L. 1971. "The Behavior of Bridges Under Earthquakes." En Proc., New Zealand Roading Symposium, Victoria University. Vol. 2, pp. 664-684. Franklin, A. G., y F. K. Chang. 1977. "Earthquake Resistance of Earth and Rockfill Dams." Report 5, Permanent Displacements of Earth Embankments by Newmark Sliding Block Analysis. Miscellaneous Paper S-71-17. Soils and Pavements Laboratory, U.S. Army Engineer Waterways Experiment Station, Vicksburg, MS. Fung, G. G., R. F. LeBeau, E. D. Klein, J. Belvedere, y A. G. Goldschmidt. 1971. Field Investigation of Bridge Damage in the San Fernando Earthquake. Preliminary report. State of California Business and Transportation Agency, Department of Public Works, Division of Highways, Sacramento, CA. Mononobe, N. 1929. "Earthquake-Proof Construction of Masonry Dams." En Proc., World Engineering Conference. Vol. 9, p. 275. Newmark, N. M. 1965. EEffects of Earthquakes on Dams and Embankments." Geotechnique, Vol. 14, No. 2, Thomas Telford Ltd, London, England, pp. 139-160. Okabe, S. 1926. "General Theory of Earth Pressure." Journal of the Japanese Society of Civil Engineers, Vol. 12, No. 1. Richards, R. y D. G. Elms. 1979. "Seismic Behavior of Gravity Retaining Walls." Journal of the Geotechnical Engineering Division, American Society of Civil Engineers, New York, NY, Vol. 105, No. GT4, pp. 449-464. Seed, H. B., y R. V. Whitman. 1970. "Design of Earth Retaining Structures for Dynamic Loads." En Proc., ASCE Specialty Conference on Lateral Stresses in the Ground and Design of Earth Retaining Structures. American Society of Civil Engineers, NY, pp. 103-147. Wood, J. H. 1973. "Earthquake-Induced Soil Pressures on Structures." Report No. EERL 73-05. Earthquake Engineering Research Lab, California Institute of Technology, Pasadena, CA.

AASHTO LRFD 2004 Cap 10 y 11 Muros y Estribos

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