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Facultad de Ingeniería Universidad Nacional de La Plata

APUNTE DE ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN EN SUELO REFORZADO

CATEDRA DE GEOTECNIA III Ing. Diego M. Skok Año 2010

Ing. Diego Skok Área Geotecnia de la Facultad de Ingeniería UNLP

CONTENIDO 

1 – INTRODUCCIÓN ........................................................................................................... 4  2 – RESEÑA HISTÓRICA ..................................................................................................... 4  3 - CONCEPTO DE SUELO REFORZADO ........................................................................ 8  4 – TIPOS DE REFUERZOS Y SUS COMPORTAMIENTOS ............................................ 8  4.1 – REFUERZOS NO-EXTENSIBLES.........................................................................................8  4.1.1. – FLEJES DE ACERO .............................................................................................................8  4.2 – REFUERZOS EXTENSIBLES .............................................................................................. 10  4.2.1 – MALLA METÁLICA FABRICADA EN MALLA HEXAGONAL DE DOBLE TORSIÓN .......................................................................................................................................................... 10  4.2.2 – REFUERZOS GEOSINTÉTICOS ...................................................................................... 11  4.2.2.1 – GEOTEXTILES .................................................................................................................................................... 12  4.2.2.2 – GEOGRILLAS....................................................................................................................................................... 13 

5.- RESISTENCIA PERMISIBLE DE LOS GEOSINTETICOS A LARGO PLAZO ........ 14  5.1.- FACTOR POR DAÑOS EN LA INSTALACIÓN .................................................................. 15  5.2.- FACTOR POR FLUENCIA A ESFUERZO CONSTANTE (CREEP) ................................. 15  5.3.- DEGRADACIÓN QUÍMICA Y BIOLÓGICA........................................................................ 16  5.4.- USO DE FACTORES DE REDUCCIÓN TOTALES POR DEFECTO............................... 17  5.5.- FACTORES DE SEGURIDAD POR INCERTIDUMBRE EN LOS MATERIALES ......... 17 

6. – TIPOS DE ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN EN SUELO REFORZADO ........ 18  6.1. – MUROS DE TIERRA ARMADA ........................................................................................... 18  6.1.1 – DETALLES CONSTRUCTIVOS......................................................................................... 19  6.1.1.1 DESCARGA Y ACOPIO DE LOS ELEMENTOS PREFABRICADOS ...................................................... 19  6.1.1.2.- JUNTAS .................................................................................................................................................................... 20  6.1.1.3.- OPERACIONES DE MONTAJE ....................................................................................................................... 21  6.2 – TERRAMESH SYSTEM......................................................................................................... 29  6.2.1.- OPERACIONES DE MONTAJE .......................................................................................................................... 30  6.3. – MUROS DE CONTENCIÓN EN SUELO REFORZADOS CONSTRUIDOS CON GEOSINTÉTICOS.......................................................................................................................... 33  MATERIALES PARA LA FACHADA ............................................................................................ 33  6.4. – MURO DE CONTENCIÓN EN SUELO REFORZADO CON REFUERZOS MIXTOS 35  6.5. – SEGMENTAL RETAINING WALLS (SRW) ....................................................................... 36  6.6. – TALUDES REFORZADOS ................................................................................................... 37  6.6.1 – TERRAMESH VERDE ........................................................................................................ 39  6.6.1.1.- OPERACIONES DE MONTAJE ....................................................................................................................... 39  6.6.2 – TALUDES REFORZADOS CON GEOSINTÉTICOS ...................................................... 41 

7.- ELEMENTOS DE DISEÑO DE LOS MUROS DE SUELO REFORZADO ............... 41  8.- EL EMPUJE ACTIVO .................................................................................................... 42  9.- EL EMPUJE PASIVO ..................................................................................................... 44  10.- SOLICITACIONES A TENER EN CUENTA ............................................................. 46  10.1.- CARGA LINEAL .................................................................................................................... 46  10.2.- CARGA EN FRANJA ............................................................................................................. 46 

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10.3.- CARGA CONCENTRADA .................................................................................................... 47  10.4.- COMENTARIOS ................................................................................................................... 47 

11.– VERIFICACIÓN DE ESTABILIDAD .......................................................................... 48  11.1.– VERIFICACIÓN INTERNA ................................................................................................ 48  11.1.1– VERIFICACIÓN INTERNA PARA REFUERZOS NO-EXTENSIBLES ................................................. 49  11.1.2.– VERIFICACIÓN INTERNA PARA REFUERZOS EXTENSIBLES......................................................... 52  11.2.- VERIFICACIÓN EXTERNA Y GLOBAL PARA MUROS DE CONTENCIÓN EN SUELO REFORZADO ................................................................................................................... 57  11.2.1. VERIFICACIÓN AL DESLIZAMIENTO.......................................................................................................... 58  11.2.2.- VERIFICACIÓN AL VUELCO ........................................................................................................................... 59  11.2.3.- VERIFICACIÓN DE LAS TENSIONES EN EL SUELO DE FUNDACIÓN. ........................................ 60  11.2.4- – VERIFICACIÓN CONTRA ROTURA GLOBAL......................................................................................... 60 

12.- PRECAUCIONES PARA ASEGURAR LA ESTABILIDAD ........................................ 63  13.- PRECAUCIONES PARA EVITAR EL AGRIETAMIENTO DEL RELLENO .......... 65  14.-DEFORMACIONES EXCESIVAS DE LOS REFUERZOS .......................................... 66  A.- DEFORMACIONES DURANTE LA CONSTRUCCIÓN. ..................................................... 66  B.- DEFORMACIONES DESPUÉS DE CONSTRUIDO EL MURO ......................................... 66  14.1.- COMO IDENTIFICAR UNA SITUACIÓN CRÍTICA ........................................................ 67  14.2.- PREDICCIÓN DE LAS DEFORMACIONES ..................................................................... 67 

15.- ESTUDIOS PREVIOS AL DISEÑO ............................................................................. 67  15.1.- RECONOCIMIENTO DEL TERRENO ............................................................................. 67  A.- SONDEOS ....................................................................................................................................................................... 67  B.- ENSAYOS DE LABORATORIO................................................................................................................................ 68  15.2.- MATERIALES PARA EL RELLENO .................................................................................. 68  15.3.- COMPROBACIÓN DE LAS CONDICIONES DE APOYO ............................................... 70  15.4.- FACTORES A TENER EN CUENTA EN LA SELECCIÓN DEL TIPO DE ESTRUCTURA................................................................................................................................ 70  A.- CONDICIONES GEOLÓGICAS Y TOPOGRÁFICAS ....................................................................................... 71  B.- TAMAÑO Y NATURALEZA DE LAS ESTRUCTURAS MSE ........................................................................... 71  C.- CRITERIOS PARA EL ESTABLECIMIENTO DEL PROYECTO .................................................................... 71 

16.- PASOS PARA EL DISEÑO ........................................................................................... 71  17.- INSPECCIÓN, AUSCULTACIÓN Y CONSERVACIÓN ............................................ 74  18.- BIBLIOGRAFIA ............................................................................................................ 76 

 

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1 – INTRODUCCIÓN Este trabajo tiene como objetivo presentar los conceptos básicos de funcionamiento, desempeño, dimensionamiento y construcción de obras de contención en suelo reforzado. En principio, el trabajo relata una breve reseña histórica de este concepto, de la antigüedad a los días de hoy, pasando por la presentación de los diversos tipos de refuerzos actualmente utilizados y sus respectivos comportamientos. Posteriormente, se presenta también los diferentes tipos de estructuras de contención con suelo reforzado, sus particularidades, sus verificaciones de estabilidad y detalles constructivos. No se ha analizado en este apunte, el efecto de los fenómenos sísmicos en los muros de contención de suelo reforzado como tampoco se ha hecho un análisis minucioso del análisis de las deformaciones. Estos puntos serán analizados en las próximas ediciones de este apunte, que por falta de tiempo no se han podido desarrollar. 2 – RESEÑA HISTÓRICA La utilización de materiales naturales como elementos para el refuerzo de suelos era una práctica común desde antes de Cristo. Siguiendo un orden cronológico, los antiguos babilonios (3000 a.C.) ya utilizaban materiales fibrosos en la construcción de habitaciones.

Foto 1.2: Construcciones de adobe – Irak

Otros ejemplos son los Zigurat, construidos también por este pueblo mesopotámico (3000 a.C.), se destaca históricamente el zigurat ubicado en Aqar Quf (al oeste de Bagdad), donde antaño existió Dur Karigalzu, lugar donde están las ruinas de un antiguo zigurat, que según algunos historiadores, sería la famosa Torre de Babel. En 1913, el arqueólogo Robert Koldewey encontró una estructura en la ciudad de Babilonia que él identificó como la Torre de Babel. Esta torre habría sido destruida y reconstruida en numerosas ocasiones, debido al cambiante destino de la zona. La destruyeron los asirios y también los arameos. Y fue reconstruida en varias oportunidades por los príncipes caldeos, entre ellos Nabopolasar (625605 a. C.). Se estima que la construcción más antigua de la Etemenanki, «Casa de la Fundación del Cielo y de la Tierra» se construyó durante el III milenio antes de Cristo. La base de esta torre habría sido un cuadrado de 92 m de lado, y su altura original habría sido aumentada en tiempos de Nabopolasar y Nabucodonosor II (605-592 a. C.), para hacerla una digna exponente de su poderío y grandeza. Cálculos basados en otras excavaciones arqueológicas determinaron que esta torre escalonada pudo haber tenido entre 60 y 90 m de altura. En este lugar, se realizaron excavaciones arqueológicas donde se encontraron capas de esteras de caña y cuerdas trenzadas. Según se narra en el capítulo 11 del Génesis en la Biblia, los hombres pretendían, con la construcción de esta torre, alcanzar el Cielo. Nemrod, quien fue el primero en hacerse rey después del Diluvio, y a quien la Biblia identifica como un poderoso cazador opuesto a Dios y es señalado 4

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como el verdadero gestor de la idea de llevar a cabo esta enorme construcción. La idea de este personaje tan singular era “atacar el cielo con su enorme ejercito, destruir a Dios y poner ídolos en su lugar”. Pronto elevó una torre a 90 m de altura, con siete escaleras del lado oriental, por donde subían los peones, y otras siete del lado occidental, por donde bajaban. Este guerrero, tenía una gran confianza en su criterio ingenieril y pretendía que su torre alcanzara el pico del monte Ararat, 5165 m sobre el nivel del mar, que era el pico más alto conocido en la antigüedad. La Biblia cuanta que no se pudo seguir con la construcción de la torre, ya que Dios cambió, la lengua de todos los habitantes de la Tierra y los dispersó por toda la superficie. Cabe destacar que hasta hoy día no existe un edificio más alto que 500 m de altura.

Foto 2.2: Representación de Torre de Babel, Irak

Foto 3.2: Zigurat de Akar Quf - Irak

La Gran Muralla China (2000 a.C.), cuyo tiempo de construcción fue mayor a 20 siglos, donde los emperadores de más de 20 dinastías buscaron resguardar sus dominios de invasores, construyendo la mayor línea defensiva del mundo, utilizaron en su construcción el principio de suelo reforzado. Para ubicarnos en un orden cronológico, las primeras murallas fueron construidas durante los siglos VII A.C, en donde los pequeños estados en los que estaba dividida China comienzan a levantar secciones cortas de muro para proteger y delimitar sus fronteras. El primer emperador chino, Qin (221 AC a 207 AC), ordena durante su Dinastía, restaurar y unir las secciones aisladas para hacer una sola muralla defensiva. La técnica de construcción era la siguiente en un marco de madera colocaban suelo y la apisonaban, posteriormente se repetía el proceso hasta llegar a una altura adecuada. Durante la Dinastía de Han – (206 AC - 220 DC), la muralla llega al desierto de Gobi, al oeste, e impulsa el comercio al proteger la ruta de la seda, la técnica de construcción era igual a la mencionada en el párrafo anterior, pero se agrega una estructura de cañas a la tierra apisonada. En la Dinastía de Ming (1368 DC -1644 DC), reconstruyen la muralla, que adquiere la fisonomía actual con sus muros almenados y torres. Al “corazón” de suelo apisonado de muralla, lo cubrieron con piedras y maderas y sumaron los muros con bloques de piedras graníticas o ladrillos de adobe mezclados con piedra molida, viruta de madera y paja. •

Construcción de la Muralla China.

Dinastía de Qin (221 AC a 207 AC),

Fig 1.2

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•

Construcción de la Muralla China.

Dinastía de Han (206 AC - 220 DC)

Fig. 2.2

•

Construcción de la Muralla China.

Dinastía de Ming (1368 DC -1644 DC)

Fig. 3.2

•

Muralla China.

Vista actual

Foto 4.2

Los antiguos romanos utilizaban troncos inmersos en tipos distintos de suelos para la construcción de muros de contención. Diversos materiales vegetales, constituidos de fibras resistentes, fueron utilizados en obras del Imperio Romano. Dentro de estos materiales, se pueden citar: juncos, bambú, troncos de árboles, paja, etc.

Foto 5.2: Muro de contención Romano - vía romana del Ardéche - Francia

Foto 6.2: Muro de contención Romano – vía romana del Ardéche - Francia

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Otro ejemplo interesante fue una aplicación de la lana de llama mezclada con el suelo en las construcciones de calles por los Incas en el Templo de La Luna (1400 d.C), en Perú. También se han encontrado en otras civilizaciones de aborígenes latinoamericanos aplicaciones de hojas y ramas sobre suelos blandos para reforzar terraplenes.

Foto 7.2: Calle próximas al templo de la luna – Perú

Foto 8.2: Templo de la luna – Perú

Un marco inicial para el uso de los geosintéticos ha sido el uso de mantas de algodón como refuerzo de pavimentos asfálticos en el Departamento de carreteras de Carolina del Sur (U.S.A) en 1926. El uso de los geosintéticos se hizo más frecuente en la década de los ‘40 con la fabricación de los polímeros sintéticos, asociada al desarrollo de las técnicas de producción de los geotextiles tejidos (década de los ‘50) y no tejidos (década de los ‘60), con el surgimiento de las industrias petroquímicas y por consecuencia, el desenvolvimiento de los geotextiles tejidos A partir de ahí, las tecnologías y aplicaciones de los geosintéticos fueron creciendo día a día, y se intensificó cada vez más su práctica en los mercados mundiales. En la década de 60, el ingeniero francés Henri Vidal patentó el sistema “Tierra Armada”, que consiste en la utilización de fajas de acero galvanizado como refuerzo (Vidal, 1966). A partir de allí, el concepto de suelo reforzado se difundió rápidamente. En Brasil, el uso de materiales geosintéticos se inició en 1971, con la fabricación del primer geotextil no-tejido. Desde entonces, la utilización de geosintéticos para refuerzo de obras de contención y fundación fueron en ese país aumentando gradualmente; cabe destacarse que es el único país de Latinoamérica que fabrica actualmente geosintéticos. A principios de los años 70, fueron construidas las primeras contenciones utilizando geotextiles (Mitchell e Villet, 1987). En la misma época, aparecieron las primeras aplicaciones de geogrillas para la estabilización de terraplenes en Japón (Jones, 1996). En 1979, en Malasia, fue creado el sistema Terramesh que utiliza como refuerzo la malla metálica fabricada en malla hexagonal de doble torsión, la misma utilizada en la confección de los gaviones. En los últimos años, se vienen destacando los sistemas mixtos, que combinan distintos materiales, a modo de aumentar las estabilidades interna y externa de la estructura. En Argentina los geotextiles y las geomembranas sintéticas aparecieron a fines de los '70, pero a partir de la década del '80 asistimos al "período de consolidación" de los geosintéticos. Esta etapa se caracteriza por el uso masivo y creciente de estos productos, la diversificación de sus aplicaciones, la aparición de nuevos desarrollos. Esta técnica ha evolucionado tanto, que hoy en día existen muros de suelo reforzado con alturas mayores a los 30 metros de altura.

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3 - CONCEPTO DE SUELO REFORZADO Una estructura de suelo reforzado consiste en la introducción de elementos resistentes a tracción convenientemente orientados, que aumentan la resistencia del suelo y disminuyen las deformaciones del macizo. En este método, conocido como refuerzo de suelos, el comportamiento global del macizo es mejorado a costa de la transferencia de los esfuerzos para los elementos resistentes (refuerzos). Los suelos poseen en general elevada resistencia a esfuerzos de compresión, pero baja resistencia a esfuerzos de tracción. Cuando una masa de suelo es cargada verticalmente, la misma sufre deformaciones verticales de compresión y deformaciones laterales de (tracción). Con todo lo mencionado, si la masa de suelo estuviera reforzada, los movimientos laterales serían limitados por la rigidez del refuerzo. Esta restricción de deformaciones es obtenida gracias a la resistencia a tracción de los elementos de refuerzo. La figura 2.3 muestra el principio básico del comportamiento de un suelo reforzado. σ1 δ1

σ1 L

δ1

δ2

δ3

σ3

∆ Η1

L

δ2

δ4

Suelo deformado

H

σ3

σ3

Suelo deformado ∆ H2

H

σ3

Refuerzo δ3

σ1

Fig. 1.3: Elemento de suelo sin refuerzo

∆Η2>∆Η1 δ1>δ2 δ3>δ4

δ4

σ1

Fig. 2.3: Elemento de suelo con refuerzo

4 – TIPOS DE REFUERZOS Y SUS COMPORTAMIENTOS Actualmente, son varios los materiales empleados en las obras de refuerzo de suelo, independientemente de este gran número, tales materiales se dividen en dos grupos, los cuales se diferencian entre sí, por la rigidez (comportamiento tensión / deformación) de los refuerzos que los componen. Estos dos grupos son conocidos como los de los refuerzos no-extensibles y los de los refuerzos extensibles. 4.1 – REFUERZOS NO-EXTENSIBLES Son llamados refuerzos no-extensibles son los que poseen un alto módulo de rigidez, o sea, su máxima resistencia a la tracción es movilizada por una pequeña deformación, alrededor del 2% a 3%. Esa característica es normalmente presentada por refuerzos metálicos, tales como los flejes de acero utilizadas en construcción de muros de contención con suelo reforzado conocidos como “Tierra Armada”. 4.1.1. – FLEJES DE ACERO Los flejes de acero o tirantes metálicos, son los elementos resistentes a tracción posicionados horizontalmente durante la construcción del terraplén que formará el muro de suelo reforzado conocido como “Tierra Armada”. Estos flejes son fabricados a partir del corte de chapas de acero, con espesor de 5,00 mm a 7,00 mm, formando elementos de ancho en torno a 5,00 cm y largo definido conforme a la necesidad del proyecto. Tales elementos pueden presentar la superficie lisa o nervurada (debido a la intrusión, en la dirección transversal, de “cordones’’ de soldadura espaciados entre sí) para mejorar el fricción en la interacción elemento metálico/suelo. Estos elementos son sometidos al proceso de galvanización

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para evitar su corrosión y asegurar una larga vida útil en obra (ver foto 1.4). Los flejes metálicas con las características citadas anteriormente poseen una resistencia a tracción de alrededor de 50 kN. Según la norma AASHTO esfuerzo de tracción admisible para los refuerzos de acero es de 0.55 Fy y para las uniones de la fachada 0.48 Fy. La mínima cobertura de galvanizado es de 0.61 kg/m2. El principio básico del funcionamiento de una contención en suelo reforzado está relacionado a la asociación de dos materiales de propiedades mecánicas distintas, el suelo y el refuerzo metálico, formando un material compuesto. Los esfuerzos aplicados sobre el suelo, provocan deformaciones en la dirección horizontal, que son inhibidas por la presencia del refuerzo. La fricción que existe en la interacción suelo/refuerzo permite que haya transferencia de esfuerzos entre el suelo y el refuerzo, de modo que el refuerzo desarrolle su resistencia a la tracción. El esfuerzo de arrancamiento aplicado en los flejes metálicos genera tensiones de corte en el suelo circundante, si el suelo es un Foto 1.4 – Fajas de acero. material granular denso, estas tensiones de corte hacen que la zona circundante o aledaña tienda a dilatarse. Si los flejes metálicos fueran nervurados, el volumen de suelo con tendencia al comportamiento dilatante aumenta considerablemente y como esta zona está envuelta por un volumen de suelo mayor que el dilatante, la dilatación es restringida aumentando a tensión confinante sobre el refuerzo. El efecto de anclaje de los flejes de acero, realizado por el suelo es medido por el coeficiente de fricción aparente, f*, que es la razón entre a máxima tensión de corte a lo largo del refuerzo y la tensión confinante inicial en el mismo. El valor del coeficiente de fricción aparente puede ser relacionado a la fricción suelo/refuerzo sin el efecto de la dilatancia, f, por la siguiente expresión: Δ 4.1 Donde . es la tensión confinante inicial y Δ refuerzo debido al efecto de la dilatancia.

es el aumento de la tensión normal en el

El valor del coeficiente de fricción aparente depende fundamentalmente del comportamiento dilatante del suelo, llegando a tener valores muy superiores a los del coeficiente de fricción suelo/refuerzo. Diversos parámetros afectan significativamente el valor de f*, dentro de los cuales pueden destacarse: • Densidad relativa del terraplén: el efecto de la dilatancia ocurre solamente en suelos granulares compactados, cuanto más denso es el suelo mayor es el valor de f*, debido a esto, una compactación adecuada del terraplén es extremadamente importante. • Características de la superficie de la faja: si la superficie de la faja es nervurada el volumen de suelo movilizado es mayor y consecuentemente también el efecto de la dilatancia es mayor. • Sobrecarga: para una determinada Compacidad relativa, el suelo presentará dilatancia mas acentuada cuando estuviera sometido a una tensión confinante pequeña. Así mismo, el efecto favorable de la dilatancia disminuye cuando la tensión confinante aumenta, hasta alcanzar el valor de f, a una determinada profundidad. • Tipo de suelo: muchos ensayos demostraron que para un anclaje de flejes dentro del suelo del terraplén, uno de los parámetros más importantes es el porcentaje de finos en el suelo, debido a que el ángulo de fricción disminuye cuando la cantidad de finos aumenta, por eso, para la utilización de fajas metálicas como refuerzo de suelo es necesario utilizar un suelo de terraplén cuya curva granulométrica presente menos de un 15% de finos (porcentaje de suelos que pasa el por el tamiz # 200). 9

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4.2 – RE EFUERZO OS EXTEN NSIBLES Son llam mados extensibles los refuerzos que q poseen n un módullo de rigideez menor que q los no-extensib bles, o sea, su máxima reesistencia a la tracción es e movilizadda por una ddeformación n mayor quee 4%. Esa caraacterística se presentadda normalmeente en los refuerzos con c mallas m metálicas faabricadas en n malla heexagonal de doble torsió ón y geosintéticos. 4.2.1 – MALLA M METÁLICA FABRICA ADA EN MA ALLA HEX XAGONAL L DE DOB BLE TORSIÓN Ese tipo o de refuerzo o es una maalla metálicaa fabricada en e malla hexxagonal de ddoble torsión n tipo 6 x 8,, 8 x 10, y 10 x 12 (abertura ( co on aproximaadamente 100,00 cm x 12,00 1 cm), a partir de alambres a dee acero de d “Bajo Contenido C d Carbono de o” con un n diámetro de 2,70 m mm, proteggida con ell revestim miento Galfaan (95% Zin nc + Alumiinio + Tierrras Raras) y recubrimiento extra en n PVC. Verr figuras 2.4 2 y 3.4.

Foto 2.4: 2 Malla hexxagonal de do oble torsión D = distanciaa entre las torsiones

Foto 3.4:: Alambre de acero de bajo o Contenido de Carbono” y sus revestimiientos.

La idea de utilizar la l malla hexxagonal de doble d torsión como reffuerzo fue concebidaa en Malasia en 1979, cuando fuee utilizado una on el param mento estructuura mixta que contaba co en gaviones y refuuerzos con fajas metáálicas para asegurar a un na com mpatibilidad de deformaaciones entrre el param mento del muro m (gavionees) y el maciizo de suelo reforzado. El deseempeño de esta alternaativa superó ó las Foto 4.4: Refuerzoo de bordes oobtenido meccánicamente, c superrior al alambrre de la mallaa. expectattivas, tanto que se decidió investiggar la dos calibres posibiliddad de sustituir los flejees metálicoss por misma malla m que co onstituía los gaviones. Después D de la interpretaación de los resultados se concluyó ó que tal sustitución sería factiblle, y a partirr de allí fue creado el refuerzo de malla metállica que hoyy forma ell sistema Teerramesh. Una de las ventajass de ese tipo o de refuerzzo es que see obtiene un na “armadurra” horizonttal continuaa dentro del d macizo, además de eso, la mallaa metálica presenta p unaa excelente iinteracción con c el suelo o adyacen nte, la cual es e medida po or coeficien nte de interaacción, obten nido por en nsayos de grran porte dee arrancam miento (pulll-out test) o corte directo (direct shear test). Para la maalla hexagon nal de doblee torsión ese valor es del orden de d 0,91, o sea 91% de movilización m del ángulo dde fricción del d suelo dell terraplén n en la interracción suelo o/refuerzo. Esa exceelente interaacción se deebe al hecho o, que el refuuerzo trabajaa por fricció ón en sus caras superiorr e inferio or, y ademáss por la resiistencia gen nerada por laa porción de d suelo que entra en caada aberturaa de mallaa, generando o un fenómeeno conociddo como inteertrabamientto mecánico o.

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La resisttencia a tracción nominal confinadaa de la mallaa hexagon nal de doblle torsión ees de 47 kN N/m y loss factores de reduccción parciaales utilizad dos para laa misma, son aquello os definidos por la Norrma Inglesaa BS 80066 y que tamb bién son addoptados parra refuerzoss geosintééticos. La Norm ma BS 80066 dice que para una esstructura dee contenciión en suelo o reforzado,, la vida útill máxima ess de 120 años, a y por tanto el reffuerzo adopttado para laa construccción de laa estructurra, debe gaarantizar laa resistenccia de proyyecto (tambiién llamadaa resistenciaa Fig 1.4: Interaccción suelo - malla. disponib ble) hasta el e final dde esa vidaa útil. Paraa asegurarr esa condicción la Norm ma recomien nda aplicar a la resisten ncia nominaal del refuerrzo, factoress parcialess de reducciión que cubrirán todas las posibles situaciones que lleven al refuerzo a reducir suu resistenccia, a largo de d la vida útil ú de la obrra. Para eso la Norma recomienda r seguir los pasos p que see describeen debajo: 4.2 Donde: D = Resisttencia de prroyecto. = Resistencia nomin nal. = Facto or de reduccción total, ob btenido por la ecuación n: 4.3 Donde: D = Faactor de reduucción parciial referentee a la fluencia (creep).   = Factor F de redducción parccial referentee a los daños de instalacción. = Faactor de redducción parccial referentee a los dañoss ambientalees. = Faactor de reduucción parciial referente a la extrapo olación de daatos. = Faactor de reduucción parciial referente a la temperratura ores de los factores parrciales de reducción, varían bastantte de acuerddo con la vid da útil de laa Los valo obra, tip po de materria prima uttilizada para la fabricaciión del refuuerzo, ambieente de trab bajo, tipo dee terraplén n, tipo de obra, etc. Todavía T esttos valores no son diffíciles de seer obtenido os, pues loss fabrican ntes de refueerzos hacen ensayos con nstantementte para desccubrir y con nfirmar tales factores dee reducció ón y los divvulgan al meddio técnico. Para la malla m hexaggonal de dob ble torsión el factor tottal de reduccción es de 1,24, este valor es bajo o debido a estar fabriccada en acerro, el cual no o sufre fluen ncia (creep), por lo tanto o el factor de d reducción n = 1,00. parcial para p la mallaa, referente a este fenóm meno es

4.2.2 – REFUER RZOS GEO OSINTÉT TICOS

La palab bra geosintéttico está forrmada por laa unión de laas siguientess palabras:

GEO – Prefijo grieggo relacionaado a la Tierrra/suelo y a estudios reeferentes a suu comportamiento. SINTÉ ÉTICO – Prroductos obttenidos a traavés de sínteesis química o procedim miento industrial.

De esta manera, po odemos defiinir a los geeosintéticos, como los m materiales o obtenidos a través de laa síntesis química o de algún n procedimiiento indusstrial que tiene t como o objetivo mejorar ell comporrtamiento dee los suelos. Los refuuerzos geosiintéticos varrían bastantte entre sí, debido d a su estructura, materia prim ma, proceso o de fabriicación, etc. A continuuación, son presentado os los tipos más conocidos, utilizzados como o refuerzo os de suelos y sus caractterísticas:

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4.2.2.1 – GEOTEX XTILES Son pro oductos texttiles en form ma de mantaa, flexibles y permeablees y se subddividen básiicamente en n dos grup pos: ™ Geo otextiles teejidos: Prodducidos a través t del entrelazamie e ento, generralmente en n ánguulos rectos,, de fajas o manojoss de filamen ntos de polipropileno en las doss direcciones prin ncipales, entrretejida (lon ngitudinal) y trama (transversal). Verr foto 5.4.

Foto 5..4: Geotextil tejido. t

m po oseen una resistencia nominal quue varían entre e 15 kN N/m y 70 kN/m. Ell Esos materiales coeficien nte de interaacción preseentado por ellos e normallmente está en torno dee 0,6 a 0,8 y el factor dee reducció ón total estáá entre 4,00 a 5,00, puess son fabricaados en poliipropileno, qque es un po olímero con n desempeeño sufriblee frente a loss fenómenoss de fluenciaa. ™ Geo otextiles no-tejidos: no Fabricados a través del entrelazzamiento de d fibras o filam mentos de polipropileno p o o poliéster, dispuesto os aleatoriam mente e interrligados porr proccesos mecán nicos, térmiccos o químiccos. Ver foto o 6.4.

Foto 6.4:: Geotextil no o-tejido.

Los Geo otextiles no-tejidos posseen una ressistencia nom minal que varía entre 7 kN/m y 355 kN/m. Ell coeficien nte de interracción paraa estos mateeriales varía entre 0,7 y 0,9 y el Factor de reduucción totall está entrre 4,00 e 5,000, cuando son s fabricaddos en poliprropileno, y en e torno de 3,00 cuando o fabricadoss en poliééster. Debido a los efecctos reológiccos desfavo orables que presentan los refuerzzos con geo otextiles dee poliprop pileno, la teendencia mundial actuaal, busca ell reemplazo o de éstos, por los geotextiles dee poliésterr, y por las geomallas g dee poliester o de polietileeno de alta densidad. d Nota: Los L Geotexttiles como Refuerzo de d Muros En un gran g númerro de paísess latinoamerricanos com mo Colombiia, Brasil y P Perú se utillizan muy a menudo o los geotexxtiles en vezz de las geomallas o los refuerzos metálicos p para la consstrucción dee muros MSE. M El uso o de geotexxtiles tiene algunas a venttajas como es e la facilidaad de constrrucción y laa

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reducció ón significaativa de co ostos (Benjaamín y otrros, 2007). Sin embarrgo, existe muy pocaa investigaación sobre el uso de lo os geotextiless para el refu fuerzo de muuros en suelo os. El princcipal problema detectaddo es la graan magnitud d de las defformaciones, lo cual rep presenta un n problem ma para su utilización u e estructuraas importan en ntes. Los geeotextiles se deforman mucho m máss que las geomallas. g L posibilidaad de deform La maciones po ost-construcción (fatiga o “creep”) han sido un n problem ma especialm mente para lo os geotextilees de polipro opileno. 4.2.2.2 – GEOGRIILLAS Son esttructuras plaanas formaddas por un na red rectaangular (grillla) de elem mentos longgitudinales y transverrsales conecctados integgralmente, a través dee procesos de extrusiión, entrelazamiento y soldadurra. Al igual que los geottextiles, las geogrillas g taambién se diividen en grupos de acuuerdo con ell proceso de fabricaciión: ™

Geogril illas extruiidas: Produucidas a trravés del pproceso dee extrusión,,

geneeralmente de polietileno o de alta den nsidad (PEA AD), y despuués sometidas a un pre-estirramiento quue definirá suu resistencia a la tracción n. Ver foto 7.4.

Foto 7.4: Geeogrilla extruiida.

n de las l geogrillas extruidas varía entre 50 kN/m y Generallmente a ressistencia a laa tracción nominal 180 kN/m, el coefficiente de in nteracción gira g en torn no de 0,9 y el factor dee reducción total es dell orden de 4,00. ™

Geogril illas tejidass: Obtenidass por el entrrelazamientoo en ánguloos rectos dee man nojos de filaamentos, geeneralmentee poliéster, y recubierto os por una camada dee prottección de polímero p (PV VC, Látex, bitumen b o po olietileno). V Ver foto 8.4.

Foto 8.4: Geogrilla G tejid da.

La resisttencia nomiinal de las geogrillas g tejiidas varían entre e 20 kN N/m y 200 kkN/m, el co oeficiente dee interacciión es del orrden de 0,9 a 1,0 y el facctor de reduucción total es e de 2,00. 133

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™ Geogrillas soldadas: Producidas por la superposición y sucesiva soldadura de cintas (conocidas como geotiras) fabricadas con un núcleo de manojos de filamentos de poliéster recubiertos con una camada de protección de polietileno. Ver foto 9.4.

Foto 9.4: Geogrillas soldadas.

Las geogrillas soldadas poseen una resistencia a tracción que varía entre 30 kN/m y 1250 kN/m, el coeficiente de interacción presentado por ellas es alrededor de 0,8 y el factor de reducción es aproximadamente 2,00. 5.- RESISTENCIA PERMISIBLE DE LOS GEOSINTETICOS A LARGO PLAZO

Foto: 1.5 Falla de un muro de suelo reforzado

Foto 2.5 Falla por fluencia de un muro de suelo reforzado

Según Koerner (1999) la mayoría de los resultados de resistencia de los mantos de geosintéticos obtenidos en los ensayos de laboratorio no pueden ser utilizados directamente para el diseño sino que deben ser modificados de acuerdo a las condiciones del sitio y a los esfuerzos a que van a estar sometidos durante la vida útil de la obra. Esta misma observación aparece en la mayoría de los documentos consultados y en las especificaciones de la mayoría de estados de los EE.UU y de los países europeos. Por esta razón la AASHTO recomienda utilizar una serie de factores de reducción a las resistencias últimas obtenidas en los ensayos de laboratorio de tensión con tira ancha. 5.1 Donde: = Esfuerzo permisible = Resistencia última (Ensayo de carga ancha) RFID = Factor de reducción por daños en la instalación RFCR = Factor de reducción por Fluencia a esfuerzo constante RFCD = Factor de reducción por Degradación química RFBD = Factor de reducción por degradación Biológica FS = Factor de seguridad para tener en cuenta la Incertidumbre en los materiales. 14

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El Instituto de Investigaciones en Geosintéticos (Geosynthetics Research Institute), adoptó la norma GRI-GT7 para determinar la resistencia a largo plazo de los geotextiles y la norma GRI-GG4 para geomallas. Estas normas incluyen un sistema de ensayo para determinar los factores de reducción indicados anteriormente. Estas normas permiten realizar ensayos que determinen los factores de reducción por instalación, fluencia a esfuerzo constante y degradación biológica y química de materiales específicos. Una gran cantidad de fabricantes de geosintéticos se han acogido a esta norma y han realizado ensayos que caracterizan el comportamiento a largo plazo de geotextiles y de geomallas. Los factores de reducción son los siguientes: 5.1.- FACTOR POR DAÑOS EN LA INSTALACIÓN Debe reconocerse que el manejo de los mantos durante su instalación puede producirles daños. Según Koerner (1999), los esfuerzos a que son sometidos durante su instalación pueden ser más severos que los esfuerzos de diseño (Tabla 1.5). Tabla 1.5 Factores de reducción por daños en la instalación recomendados por diversos fabricantes y entidades. Autor Entidad o Empresa

Producto

Relleno de Grava 1.20 1.20 1.10

Relleno de Arena 1.10 1.05 1.05 1.15

Relleno de Piedra

1.4

1.4

2.2

1.2

1.45

1.4

Relleno de Limo

Relleno de Arcilla

1.2

1.1

1.1

1.25

1.25

Amoco Amoco Amoco Synthetic Industries South Carolina State Highway Department South Carolina State Highway Department Linq Industrial Fabrics Inc. Linq Industrial Fabrics Inc.

Geotextil 2006 Geotextil 2016 Geotextil 2044 Geotextil Geotex 4x1 Geotextiles tejidos, polipropileno o poliéster Geomalla uniaxial HDPE Geotextiles de polipropileno Geotextiles de poliéster

1.6

1.4

Strata Grid

Geomallas de poliéster

Más de 1.1

1.1

Tensar

Geomallas de HDPE

1.25

1.10 a 1.15

Geosynthetic Research Institute FHWA Publicación NHI0043 – 2001 FHWA Publicación NHI0043 – 2001 California Department of Transportation

Geotextiles o geomallas Geomallas uniaxiales HDPE Geotextiles tejidos polipropileno o poliéster Todo tipo de geosintéticos

1.4 1.201.45 1.402.20

1.101.20 1.101.40 No menos de 1.1

Koerner y Koerner (1984) sugieren que se deben tener precauciones especiales cuando se utilicen geotextiles de menos de 270 g/m2. 5.2.- FACTOR POR FLUENCIA A ESFUERZO CONSTANTE (CREEP) Los mantos de geosintéticos pueden sufrir elongaciones a esfuerzo constante. Los polímeros generalmente se consideran como materiales sensitivos a la fluencia y esta propiedad debe tenerse en cuenta en el diseño de muros de tierra reforzada (MSE) (Figura 6.18). El GRI (Geosynthetics Research Institute) desarrolló un ensayo para determinar la fluencia a esfuerzo constante de los mantos de geosintéticos (tablas 2.5 y 3.5). Para obtener dichos factores se realizaron ensayos a múltiples muestras sometidas a carga constante durante 10000 horas y se extrapola a 75 años

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Tabla 2.5 Factores de reducción contra deformación por fluencia a largo plazo para geotextiles recomendados por diferentes autores y entidades. Tipo de Fibra del Geotextil

Referencia Hoedt (1986) Task Force 27 AASHTO-AGC-ARTBA (1991) Koerner (1999) South Carolina state highway Department Allen (2001) Christopher (1990) FHWA Publicación NHI-0043 – 2001 Concrete Masonry Association of Australia Geosynthetic Research Institute Geosynthetic Research Institute

Polipropileno 4.0 5.0 3.0 a 4.0 5.0 4.0-5.0 6.0

Polietileno HPDE Poliamida Poliéster 4.0 2.5 2.0 5.0 2.9 2.5 3.0 a 4.0 2.0 a 2.5 2.0 a 2.5 5.0 2.5 4.0 2.0 4.0 4.0 2.6-5.0 1.6-2.5 3.33 2.0 3.0 (Geotextiles) 3.5 (Geomallas)

Tabla 3.5 Factores de reducción contra deformación por fluencia a largo plazo recomendados y debidamente sustentados por algunos fabricantes de geosintéticos. Fabricante Producto Fibra RFCR Amoco Geotextiles, 2066, 2016, 2044 Polipropileno 3.5 Geotextiles GTF 300, GTF Polipropileno 4.0 Linq industrial fabrics, Inc. 375N, GTF 570 Geotextiles : GTF 550T, Poliéster 1.9 Linq industrial fabrics, Inc. GTF 1000T, GTF 1500T Mirafi-Miragrid Geomallas Poliéster 1.67 Synthetic Industries Geotextiles Geotex 4x1 Polipropileno 3.77 Strata Grid Geomallas Poliéster 1.61 Terram Geotextiles Poliéster 2.2 Tensar Geomallas - UX-Mesa HDPE 2.65

Fig. 1.5 Resultados de los ensayos de fluencia de hilos de diferentes polímeros (Hoedt, 1986).

5.3.- DEGRADACIÓN QUÍMICA Y BIOLÓGICA 1.- A la luz del sol. La exposición a la luz del sol es una causa importante de degradación de los polímeros con los cuales se fabrican los geosintéticos. A la temperatura. Las altas temperaturas generan una aceleración de los mecanismos de degradación de todos los polímeros. 2.- A la oxidación. Aunque todos los polímeros reaccionan con el oxígeno causando degradación, se considera que el polietileno y el polipropileno son los más susceptibles a este fenómeno (Koerner 1999). 16

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3.- A la hidrólisis. El poliéster se afecta particularmente y especialmente cuando está sumergido en un líquido que tiene alta alcalinidad. 4.- A la degradación química. Esta es especialmente importante cuando el geotextil está expuesto a lixiviados 5.- A la degradación biológica. Algunos microorganismos como las bacterias degradan los polímeros y utilizan la fibra como alimentación. Este problema no es común en las resinas utilizadas para elaborar los geosintéticos. Generalmente los aditivos que se utilizan con el polímero son menos vulnerables. Tabla 4.5 Factores de reducción por degradación química y biológica.

Autor Entidad o Empresa Amoco Synthetic Industries South Carolina state highway department South Carolina state highway department South Carolina state highway department Linq Industrial Fabrics Inc. Strata Grid Geosynthetic Research Institute Geosynthetic Research Institute FHWA Publicación NHI-0043–2001 Nota técnica Mirafi

Producto Geotextiles Geotextiles Geomalla polietileno HPDE Geotextiles de polipropileno Geotextiles de poliéster Gotextiles de polipropileno o de poliéster Geomallas de poliéster Geotextiles Geomallas Geotextiles de poliéster Poliéster

RFCD x RFBD 1.1 1.1 1.1 2.0 1.6 1.1 1.1 1.82 1.82 1.6-2.0 1.15-2.0 (dependiendo del PH)

5.4.- USO DE FACTORES DE REDUCCIÓN TOTALES POR DEFECTO Cuando no existen ensayos certificados de los factores de reducción para un determinado producto, algunas entidades exigen la utilización de factores de reducción totales. El South Carolina State Highway Department en sus especificaciones (Agosto 15, 2002) exige los siguientes factores de reducción totales por defecto: Para rellenos granulares RFtotal = 10 Para rellenos con piedra RFtotal = 14 Las especificaciones de la AASHTO exigen un RFtotal mínimo de 7. Igual especificación se exige por otras entidades como el California Department of Transportation. 5.5.- FACTORES DE SEGURIDAD POR INCERTIDUMBRE EN LOS MATERIALES Una de las principales incertidumbres está relacionada con las propiedades del suelo. La mayoría de los autores y entidades recomiendan tener en cuenta un factor de seguridad para considerar esta variable (Tabla 5.5). Tabla 5.5 Factores de seguridad por incertidumbre en los materiales.

Autor Entidad o Empresa Amoco Strata Grid FHWA Publicación NHI-0043 – 2001 AASHTO

Factores de Seguridad 1.5 a 1.8 1.5 1.5 1.5

Este factor de seguridad cubre entre otras incertidumbres el aumento de humedad en el suelo del relleno, la poca uniformidad de las fuentes de materiales y parcialmente los problemas de baja densidad, los cuales pueden considerarse como comunes en los muros MSE. Este factor de seguridad no cubre situaciones de inestabilidad extrema como son los problemas de inestabilidad geológica.

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CONCLUSIONES Para el diseño de muros en suelo reforzados con geosintéticos se deben utilizar factores de reducción por daños en la instalación, pérdida de resistencia por fluencia a largo plazo (creep) y deterioro. Estos factores se obtienen de ensayos de laboratorio de los materiales. La correcta utilización de estos factores evita las fallas por deformación y rotura de los refuerzos. Para cuantificar la resistencia a largo plazo en un geosintético es habitual el uso de curvas carga/deformación del refuerzo en diferentes tiempos denominadas curvas isócronas, que son generalmente entregadas por el fabricante. Las curvas isócronas son curvas tenso-deformacionales, que muestran la deformación por fluencia (deformación a tensión constante) y relajación (perdida de tensión a deformación constante) del material con el paso del tiempo, cuando éste es llevado a una carga próxima a la de rotura en diferentes tiempos. A partir de estas curvas puede obtenerse el módulo secante Es correspondiente a un valor específico de deformación.

Grafico Nº 1.5: Curva Resistencia tracción isócrona - Deformación

Grafico Nº 2.5: Curva Resistencia tracción - Tiempo

El gráfico Nº 1 correspondiente a una geogrilla soldada tipo M, muestra una pérdida significativa de tensión respecto al tiempo (bajo carga sostenida) para todos los niveles de carga (aproximadamente un 40 % al término de un año). En algunos geosintéticos, se ha podido demostrar que en un nivel de tensión, correspondiente a un 20 % de la resistencia a tracción última inicial del material, la extensión deformación a largo plazo es de aproximadamente 5 a 6 %. 6. – TIPOS DE ESTRUCTURAS DE CONTENCIÓN EN SUELO REFORZADO Las estructuras de Contención en suelo reforzado se dividen en dos grandes grupos: Los muros de contención en suelo reforzado y los taludes reforzados. Son caracterizados por poseer una inclinación de su paramento frontal, entre noventa y setenta grados. Varían entre ellos de acuerdo con el tipo de refuerzo y el sistema con que son construidos: En la secuencia son presentados esos dos grupos y sus variaciones: 6.1. – MUROS DE TIERRA ARMADA La Tierra Armada o Suelo Armado son muros de contención en suelo reforzado que utilizan como refuerzo Los flejes de acero (no-extensibles). Sus elementos de lado expuesto son placas de hormigón armado, también conocidas como escamas y utilizan como rellenos suelos predominantemente granulares. Ver fotos 6.1 y 6.2 y figura 6.1.

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Foto 1.6: Detalle de la conexión de elementos de Foto 2.6: Detalle del material del relleno utilizado lado expuesto/refuerzo. para la construcción de la Tierra Armada.

6.1.1 – DETALLES CONSTRUCTIVOS 

Fig. 1.6: Esquemade un muro de Tierra Armada.

6.1.1.1 DESCARGA Y ACOPIO DE LOS ELEMENTOS PREFABRICADOS Es muy aconsejable disponer de un acopio de elementos prefabricados mínimo para ocho-diez días de montaje en previsión de posibles inconvenientes derivados fundamentalmente del transporte. A.- ARMADURAS Las armaduras llegarán a obra generalmente en camiones de gran tonelaje (25 t.), en paquetes de 150 unidades, con un peso aproximado de 2 t. Se descargarán con ayuda de una grúa y los paquetes de armaduras de más de 6 m. de longitud se deberán descargar y manipular con ayuda de un perfil metálico. En general es necesario evitar doblar las armaduras para no dañar el galvanizado del acero. En cuanto al acopio de las armaduras, es muy interesante, para evitar posteriores errores, y facilitar el montaje, almacenarlas por longitudes con una tablilla que indique la dimensión y tipo de cada acopio.

Fig. 2.6: Acopio de fajas de acero

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Las armaduras no deben colocarse directamente sobre el suelo, sino sobre madera para evitar el contacto con el agua, sobre todo cuando el período de almacenamiento pueda ser prolongado. La tornillería debe almacenarse en local cerrado para evitar su perdida. B.- ESCAMAS Las escamas prefabricadas de hormigón llegarán a obra en camiones de gran tonelaje (25 t), por lo que el acceso a obra deberá ser el adecuado. Tanto el transporte como el almacenaje se hace con escamas en posición horizontal y los arranques hacia arriba. La descarga y colocación de las escamas en el acopio se realiza con ayuda de eslingas especiales de descarga. El acopio deberá ajustarse a la disposición del siguiente croquis:

Fig. 3.6: Acopio de escamas

Foto. 3.6: Acopio de escamas

Las pilas no deberán tener, en altura, más de seis escamas de hormigón. Los arranques no deben doblarse en ningún caso, apoyando unas escamas sobre otras. La superficie de una escama tipo es de 2,25 m2 y su peso aproximado es de 80OKg. 6.1.1.2.- JUNTAS Las juntas verticales y horizontales son de espuma de poliuretano de células abiertas y su función es la de permitir el paso del agua, impidiendo el de los finos del material de relleno. Su sección es de 44 cm. y la longitud aproximada de cada tira es de 2 m. En los casos en que la estructura de tierra armada pueda permanecer inundada temporal o permanentemente se emplearán juntas verticales y horizontales “tipo textil no tejido” pegadas a las escamas. En las juntas horizontales entre escamas se dispondrán dos o más tacos de neopreno, en función de la altura del paramento.

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Fig. 4.6: Juntas

6.1.1.3.- OPERACIONES DE MONTAJE{ TA \l "5.1.1.7.- Operaciones de montaje" \s  "5.1.1.7.­ Operaciones de montaje" \c 1 } En primer lugar, es necesario proceder a la excavación de la caja necesaria para colocar las armaduras en toda su longitud.

Fig. 5.6a: Excavación

Fig.5.6b: Excavación

A. SOLERA DE REGLAJE La solera de reglaje tiene como misión exclusiva obtener una superficie nivelada y lisa que facilite el apoyo y montaje de la primera fila de escamas. Es fundamental que su ejecución sea extremadamente cuidadosa y con una buena horizontalidad en sentido longitudinal y transversal. Es la base de un buen montaje posterior.

Fig. 6.6: Solera de reglaje horizontal

Sobre la solera se deberá replantear la línea exterior del paramento, pintándose la alineación sobre la superficie de la solera, no dejándose nunca una cuerda como referencia. Cuando en el Proyecto figuren diferentes escalones de solera, se construirán según el siguiente esquema: 21

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Fig. 7.6: Solera de reglaje con escalones

B.- COLOCACIÓN DE LA PRIMERA FILA DE ESCAMAS Una vez marcado sobre la solera el punto inicial de replanteo longitudinal, que normalmente viene definido en el Proyecto, se procede al montaje de las primeras dos medias escamas.El orden de colocación es: 1. Colocación de escama 1. 2. Colocación de escama 2. 3. Comprobación con regla de gálibo y verificación de la horizontalidad con la regla metálica.

Fig. 8.6: Colocación de las primeras escamas

C.- APLOMADO DE LAS ESCAMAS{ TA \l "5.1.1.7.4.- Aplomado de las escamas" \s "5.1.1.7.4.- Aplomado de las escamas" \c 1 }

Fig. 9.6: Aplomado de escamas

D.- APUNTALAMIENTO{ Apuntalamiento" \c 1 }

TA

\l

"5.1.1.7.5.-

Apuntalamiento"

\s

"5.1.1.7.5.-

22

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Fig. 10.6a: Apuntalamiento

Fig. 10.6b: Apuntalamiento

Seguidamente se continúa el montaje con el siguiente orden: 1. Colocación de la escama entera 3

Fig. 11.6: Colocación de la tercer escama

Foto. 4.6: Colocación de la tercera escama

2. Horizontalidad y aplomado de la escama 3 e inmediato apuntalado. 3. Verificación de las juntas horizontales. 4. Colocación de la escama media 4 con los criterios expuestos en el anterior orden. 5. Colocación de la escama 5.

Fig. 12.6: Nivelación de escamas 3 y 4

6. Verificación de gálibo entre las escamas 3 y 5. 23

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7. Horizontalidad y aplome de la escama 5. 5 8. Verifficación de las l juntas ho orizontales. 9. Verifficación con n regla y niveel de la horizzontalidad de d las escamaas 3 y 5. 10. Apuuntalamiento o de la escam ma 5. 11. Colo ocación por el trasdós, de d las juntas verticales y horizontalees de poliureetano. 12. Colo ocación de lo os gatos en la l escama.

Fig. 5.6: 5 Colocació ón de gatos en n la escama

Fig. 13.66: Colocación de gatos en lla escama

13. Repeetición de laas operacion nes con las escamas suceesivas hasta completar laa primera filla de ellas. 14. Com mprobación de que la aliineación es correcta. c Para la realización r d esta primeera fila de esscamas, se teendrá en cueenta lo siguiiente: de El aplom mado de lass escamas see hace siemp pre con plo omada, nuncca con nivell, dejando un u desplomee hacia el interior de 1 cm en lass escamas en nteras y de 0,5 cm en las escamas medias. Estte desplomee será reccuperado cuuando se extienda e y compacten las tierras de relleno. En algun nos casos y dependiiendo del material m de relleno, el desplome in ndicado se deberá corrregir tras las primerass comprobaciones dee verticalidadd que se efecctúen. Las corrrecciones dee horizontalidad y la juunta de las escamas se realizarán m mediante ell empleo dee cuñas dee madera.

Fig. 14.66: Nivelación de escamas

Los peqqueños desplazamientoss que haya que q dar a lass escamas un na vez posiccionadas sob bre la soleraa o sobre otras escam mas se realizaará con la uttilización de barras de uñ ña.

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Fig. 15.6: Correccción de pequeeños desplazaamientos

La apliccación de laa barra de uña u no debe hacerse sobre las artticulaciones en los hom mbros de laa escama sino en la baase de la misma. E.- TER RRAPLEN NADO Y CO OLOCACIÓN DE AR RMADURA AS Una vezz colocadas y apuntaladaas las escam mas de la prim mera fila y riigidizadas co on los gatoss necesarios,, se proceederá al terraaplenado y compactado c o.

Fig. 16.6: Terrapllenado y colo ocación de arm maduras

Una vezz terraplenaado el nivell 1 se proceederá al com mpactado de d esta tonggada. El acaabado de laa tongadaa será el norm mal de cualqquier terraplén para que las armadurras apoyen ccompletameente sobre ell relleno, cuidando dee que esto ocurra o igualm mente en la zona z de unió ón del arran nque con la armadura. a Se proceede a la colo ocación de laas armaduraas correspon ndientes a este nivel.

Fig. 17.6: Terrapllenado y colo ocación de arm maduras

Las arm maduras se colocarán perpendicula p ares al paraamento del muro y se unen a los arranquess mediantte los tornillo os y tuercas corresponddientes. Colocaddo este prim mer nivel de armaduras, a s extiende y compacta la tongada 22. se Para las longitudes de armadurra de tierra armada a supeeriores a 122 m se utilizaan los espallmadores dee armadurras.

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Fig. 18.6: Empalmadore E es de armadu uras

Foto. 6.66: Conexión eescama - fleje

La form ma ideal paraa el extendido de suelo os será: exteender en priimer lugar een el centro del macizo o armado,, avanzar po osteriormentte hacia la zo ona final de las armadurras y finalmeente por fran njas hacia ell paramen nto. La marccha de exten ndedora deb be ser siemprre paralela al a paramento o en todas suus fases. Nunca debe d extendderse la tierra perpendiicularmente a las escam mas y aún m menos avanzzando haciaa ellas.

Fig. 199.6: Extendido o de suelos

Foto. 7.6: 7 Transporrte de suelos

Foto. 8.6: 8 Extendido de suelos

Foto. 9.6: Compactación de suelos

Si el terrraplenado se s hace con n máquinas de d orugas, éstas é no deb ben apoyar directamente sobre lass armadurras para no dañar d su gallvanizado. El comp pactado, en cuanto a suu calidad, no n es una exxigencia intrrínseca de laa tierra arm mada y vienee determin nado por la utilización de d la superestructura quue irá sobre el macizo arrmado, cuyaas exigenciass de limitaación de asieentos son siempre superiores a las necesarias n para el funcio onamiento mecánico m dee la tierra armada. Haabitualmentee se suele uttilizar el missmo grado de d compactaación de loss terrapleness de la obra de que see trate. La únicaa limitación que imponee la tierra arrmada es la relativa r al co ompactadorr a utilizar en n el metro y medio más m próxim mo al param mento, franjaa en la que no se debeen utilizar ggrandes com mpactadoress dinámicos que pueddan provocaar desórdenes en las esccamas, funddamentalmen nte desplom mes. En estaa zona es recomendab ble emplear bandejas vib brantes o ro odillos vibran ntes. La humedad de las tierras, sobrre todo en suelos s finos,, no debe seer superior a la del óptim mo Proctor,, ya que durante d la co ompactación n puede provvocarse el desplome de las escamass. 266

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La tongada que se deja al final de la jornada es fundamental darle pendiente hacia la parte posterior del macizo, al igual que longitudinalmente, con objeto de evacuar el agua en caso de lluvias intensas. Si a pesar de todas las precauciones, se saturase esta capa, deberá escarificarse, o bien iniciarse el trabajo con una capa de material drenante. F.- COLOCACIÓN DE LA SEGUNDA Y SUCESIVAS FILAS DE ESCAMAS Una vez compactadas las tierras del nivel 2 se verificará de nuevo la verticalidad de las escamas enteras, comprobando si ha habido desplome, midiéndolo en su caso, como consecuencia del compactado de las tierras. La segunda fila de escamas se montará teniendo en cuenta el desplome producido. El aplomado de las escamas de esta segunda fila se efectuará igualmente, con plomada, tirándolas desde la parte superior de las escamas hasta la inferior de la fila precedente. Las fases a seguir en la colocación de la segunda fila de escamas son las que siguen. 1. Verificación del gálibo entre las escamas ya colocadas con la regla correspondiente. 2. Colocación de tacos de neopreno. 3. Colocación de la escama. 4. Nivelación y aplomado. Utilizando cuñas si fuera necesario. 5. Colocación de la junta vertical y horizontal de poliuretano por el paramento interior. 6. Colocación de gatos. 7. Comprobación de que la alineación es correcta. 8. Continuar extendiendo y compactando las sucesivas tongadas y colocando las armaduras en los niveles correspondientes.

Fig. 20.6: Colocación y montaje de escamas

El resto del montaje se continúa con las mismas prescripciones que las señaladas para la segunda fila de escamas, tirando siempre plomada hasta la parte visible más baja del muro.

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G.- ACUÑADO DE LAS ESCAMAS En los casos necesarios para nivelar y aplomar las escamas, se utilizarán cuñas de madera. Las cuñas se colocarán siempre en las crucetas de las escamas sobre la cara exterior del paramento.

Fig. 21.6: Acuñado de escamas

Durante el montaje del muro, las cuñas no deben permanecer colocadas en más de tres filas, eliminando sistemáticamente las existentes en filas inferiores. Concluido el montaje del muro no debe quedar ninguna cuña en el paramento, puesto que la no extracción de las cuñas puede llegar a ocasionar, en caso de asientos del muro, la rotura de las esquinas de las escamas. H.- Empotramiento de la estructura El apuntalamiento de las escamas inferiores se puede eliminar una vez que las tongadas compactadas alcancen una altura de 1,50 m, es decir, cuando ha quedado superada la escama entera del arranque. El comienzo del relleno del empotramiento debe hacerse cuando el macizo armado alcance los 3 m a efectos de poder aplomar la escama superior con su correspondiente inferior.

Fig. 22.6a: Empotramiento de la estructura

Fig. 22.6b: Empotramiento de la estructura

I.- PILARES En los casos de discontinuidad de paramentos se utilizarán los pilares denominados tipo 1, tipo 2 y tipo A-8 (según norma española).

Fig. 23.6.a: Pila tipo 1

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Fig. 23.6.b: Pila tipo 2

Fig. 23.6.c: Pilar Tipo 8-A

J.- EJECUCIÓN DE CARGADEROS Los estribos de las estructuras realizadas en el sistema constructivo de tierra armada se complementan con cargaderos para el apoyo de las vigas que componen el tablero. Su cálculo se realiza como viga elástica. En la construcción del cargadero se debe buscar que la parte inferior del cargadero no quede nunca en contacto con la fila superior de armaduras de tierra armada.

Fig. 24.6: Ejecución de cargaderos

6.2 – TERRAMESH SYSTEM El sistema Terramesh es un muro de contención en suelo reforzado que utiliza como refuerzo una malla hexagonal de doble torsión (extensible) y su lado expuesto está constituido por gaviones tipo caja. En este sistema, el elemento de refuerzo es una pieza única, o sea, el gavión tipo caja y el refuerzo son parte de un mismo elemento. Ver figuras 25 y 26.

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Fig. 255.6: Sistema Terramesh T

Fig g. 26.6: Elemeento Terrameesh System. { TA \l "5.2.11.- Operaciiones de mo ontaje" \s "5.2.1.-

Operacioones de montaje" \c 1 } 6.2.1.- OPERACIO O ONES DE MONTAJE E a- E El elemento coonfeccionado en la fábrica debe de ser abiertoo en una superf rficie plana connforme a la figgura. Los d dobleces del paanel frontal def efinen la formaa rectangular de d la cara exteerna de la estrructura y aperttura del elemento a lo largo l de los doobleces y levanttamiento del panel p posteriorr.

Fig. 277.6: Abertura del elemento o Terramesh { TA \l

"5.2.11.- Operaciiones de mo ontaje" \s "5.2.1.Operacionnes de monntaje" \c 1 } Foto 10.6: Ab bertura del eleemento Terraamesh

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Fig. 28.6: Abertura del elemento Terramesh { TA \l

"5.2.1.- Operaciones de montaje" \s "5.2.1.Operaciones de montaje" \c 1 } Foto 11.6: Abertura del elemento Terramesh { TA

\l "5.2.1.- Operaciones de montaje" \s "5.2.1.- Operaciones de montaje" \c 1 } b- Posicionamiento del diafragma, que está suelto dentro del elemento, y costura de todas las aristas. Colocación del elemento Terramesh en su posición definitiva y unión a los elementos adyacentes

Fig. 29.6: Posicionamiento del diafragma { TA \l "5.2.1.-

Operaciones de montaje" \s "5.2.1.- Operaciones de montaje" \c 1 } Foto 12.6: Posicionamiento del diafragma

Foto 13.6: Posicionamiento del diafragma

Foto 14.6: Posicionamiento del diafragma

c- Llenado con piedras (según las mismas técnicas utilizadas para los gaviones) cerrado y costura de las tapas. Colocación del filtro geotextil y colocación de suelo compactado hasta la altura del elemento (en capas no superiores a los 20 cm)

Fig. 30.6: Llenado con piedras y relleno{ TA \l "5.2.1.-

Operaciones de montaje" \s "5.2.1.- Operaciones de montaje" \c 1 } Foto 15.6: Llenado con piedras{ TA \l "5.2.1.Operaciones de montaje" \s "5.2.1.31

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Operaciones de montaje" \c 1 }

Foto 17.6: Llenado con piedras{ TA \l "5.2.1.Foto 16.6: Colocación de geotextil y relleno{

TA \l "5.2.1.- Operaciones de montaje" \s "5.2.1.- Operaciones de montaje" \c 1 }

Operaciones de montaje" \s "5.2.1.Operaciones de montaje" \c 1 }

d- Posicionamiento del elemento Terramesh sucesivo, costura de este al precedente.

Fig. 31.6: Posicionamiento del elemento Terramesh Foto 18.6: Posicionamiento del elemento { TA

\l "5.2.1.- Operaciones de montaje" \s "5.2.1.- Operaciones de montaje" \c 1 }

Foto 19.6: Posicionamiento del elemento { TA

\l "5.2.1.- Operaciones de montaje" \s "5.2.1.- Operaciones de montaje" \c 1 }

Foto 20.6: Relleno del elemento { TA \l "5.2.1.Operaciones de montaje" \s "5.2.1.Operaciones de montaje" \c 1 }

e- Obra terminada

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1- Piedrass del elemen nto Terrameesh sucesivvo. 2- Geotexxtil 3- Suelo compactado c o

Foto 21.6: Obra terminada

M DE E CONTEN NCIÓN EN N SUELO REFORZA ADOS CON NSTRUIDOS CON 6.3. – MUROS GEOSIINTÉTICO OS{ TA \l "   5.3. – Muro os de conteención en su uelo reforzados constrruidos con geosinttéticos" \s "  "5.3. – Murros de con ntención en n suelo refforzados construido os con  geosinttéticos" \cc 1 } Son estrructuras con nstruidas con n refuerzos extensibles sintéticos co omo los geo otextiles y laas geogrillas.. Estos muros m requiieren siemprre una prottección meccánica en el e lado expuuesto, para proteger ell refuerzo o expuesto en el paraamento de la estructuura contra la foto-deggradación, incendios i y vandalissmo. La prottección meccánica puedee ser obtenid da con un reevestimiento o hormigón proyectado.

Foto 22.6: Muro M de conttención en su uelo refo forzado con geotextil. g

Foto 23.6: Muro M de conteención en sueelo reforrzado con geo ogrillas.

F Foto 24.6: Deetalle del paraamento de un n muro de con ntención en suelo s reforzad do con geogriillas.

MATER RIALES PA ARA LA FA ACHADA Se han utilizado u difeerentes sisteemas de fach hada. Se indiican a contin nuación los más comun nes: 333

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A- Paneles de concreto reforzado: Son paneles de concreto con espesor mínimo de 14 centímetros, con forma de cruz, rectangular, cuadrada, hexagonal o de diamante. B- Bloques de concreto: Son bloques de concreto o mortero con peso unitario entre 15 y 50 Kg. El tamaño típico en la fachada es de 10 x 60 centímetros. La mayoría de estos bloques son patentados y se les reconoce por su nombre comercial.

Fig. 32.6: Bloques de concreto

C- Fachadas metálicas: Fue el sistema utilizado inicialmente por Vidal y se le utiliza actualmente para sitios de difícil acceso. D- Mallas metálicas: Las mallas se doblan para formar la superficie de la fachada. Algunos sistemas patentados utilizan mallas metálicas en la fachada. E- Gaviones: Las canastas de gaviones rellenas de piedra pueden utilizarse como fachada con refuerzos principales en malla metálica o geomalla.

Fig. 33.6: Gaviones

F- Fachada en geosintéticos con vegetación: Los geotextiles o geomallas se doblan alrededor de la fachada para contener el suelo. En el caso de geotextiles, la misma tela de refuerzo principal se utiliza como fachada y en el caso de refuerzo principal con geomallas se coloca en la fachada un geosintético más flexible. Sobre los geosintéticos se pueden colocar biomantos y vegetación o se puede recubrir con mortero o concreto.

Fig. 34.6: Fachada en geosintéticos

G- Hormigón proyectado o concreto lanzado: La fachada con geosintéticos o con malla metálica puede recubrirse utilizando concreto o mortero lanzado, o colocando una fachada de concreto fundido en el sitio utilizando formaleta.

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Fig. 35.6: Hormigón proyectado

H- Fachada en ladrillo o mampostería: Consiste en paredes semiverticales de espesor importante de ladrillo pegado con mortero u otro tipo de mampostería, como se muestra en la figura 36.6

Fig. 36.6: Mampostería

6.4. – MURO DE CONTENCIÓN EN SUELO REFORZADO CON REFUERZOS MIXTOS{ TA \l "5.4. – Muro de contención en suelo reforzado con refuerzos mixtos" \s "5.4. – Muro de contención en suelo reforzado con refuerzos mixtos" \c 1 } Actualmente, en busca de alternativas aún más económicas, a comenzado a utilizarse refuerzos combinados, con rigideces axiales equivalentes. Los refuerzos normalmente utilizados en esta situación, son las mallas metálicas y las geogrillas de alta resistencia (Resistencia a la tracción superior a 200 kN/m), ambos extensibles. Las mallas metálicas (Terramesh System) garantizan la estabilidad del lado expuesto de la estructura y las geogrillas de alta resistencia la estabilidad del macizo de suelo reforzado.

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Fo oto 25.6: Ilustrración de unaa estructura de d suelo reforzaado con refuerrzos mixtos.

Foto 26.6: Detalle D de insstalación de laas geogrillas de allta resistenciaa en una estru uctura con n refuerzos m mixtos.

6.5. – SE EGMENT TAL RETAIINING WA ALLS (SRW W){ TA \l "55.5. – Segm mental Retaining Walls (S SRW)" \s "  "5.5. – Segm mental Rettaining Wa alls (SRW))" \c 1 } Se trataa de un tip po de muro o de conten nción en suuelo reforzado relativaamente nueevo, el cuall contemp pla a utilizaación de refu fuerzos geossintéticos y el paramen nto es consttituido por bloques b pree moldeaddos, simplem mente encasstrados unoss con otros. La unión en ntre el param mento de blloques y loss refuerzo os está dada por la friccción bloquee/refuerzo o a través dee peines quee garantizan la conexión n entre lo os bloques y el geosintéttico al param mento.

Fig. 37.6: Ilustración I dee un Segmental Retaining Wall. W

Foto 27.6: Un U Segmental Retaining Wall W concluído.

Foto 288.6: Detalle dee la conexión bloquees/refuerzo por p fricción.

Foto 29.66: Detalle de la conexión bloquees/refuerzo p por peines.

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Fig. 38.6: Diferentes tipos de bloques utilizados según patente del fabricante. .

6.6. – TALUDES REFORZADOS{ TA \l "5.6. – Taludes Reforzados" \s "5.6. – Taludes Reforzados" \c 1 } Como su propio nombre lo indica, estas estructuras son taludes empinados que sin los refuerzos no serian estables y se diferencian de los muros de contención en suelo reforzado por la inclinación del paramento, el cual es menor que setenta grados. Los taludes reforzados normalmente son construidos con refuerzos extensibles, malla metálica o geosintéticos. Otra característica bastante común de este tipo de obra, es que se utilizan técnicas para permitir a revegetación de su paramento, despreciando la necesidad de una protección mecánica, cuando estas son construidas con geosintéticos. APLICACIONES En general, la aplicación de la tecnología de taludes reforzados con geomalla optimiza el movimiento de suelos en las obras, así como permite ganar espacios provechosos. En las Figura 39.6 a 42.6 pueden verse algunos ejemplos de aplicación. Este tipo de tecnología, además, se hace especialmente económico en los siguientes casos: A) Cuando los suelos de construcción son malos o blandos: En este caso, el uso del sistema reforzado con geogrillas permite la utilización de estos suelos, evitando la necesidad de importar material de mejor calidad. B) Cuando se necesita espacio al borde de un talud: En este caso, el sistema permite la construcción de pendientes de talud muy inclinadas, reemplazando a los muros de contención tradicionales (que suelen ser caros). C) Cuando el material de relleno es escaso o caro: Como el sistema reforzado permite la construcción de pendientes mucho más empinadas que las naturales del suelo, se minimiza el requerimiento de relleno y transporte. D) Cuando los suelos son corrosivos o agresivos: El refuerzo dado por algunos materiales geosintéticos existentes en el mercado no se deteriora, ni en las peores en condiciones ácidas, alcalinas o salinas.

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Fig. 39.6: Refuerzo de Suelos Débiles en el Terraplén y Ahorro de Relleno en la construcción de terraplenes nuevos.

Fig. 40.6: Reparación de Desmoronamientos.

Fig. 41.6: Ensanche de Terraplenes Existentes

Fig. 42.6: Reemplazo de Muros de Contención Tradicionales

Fig. 43.6: Terraplenes Nuevos

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6.6.1 – TERRAMESH VERDE{ TA \l "5.6.1 – Terramesh Verde" \s "5.6.1 – Terramesh  Verde" \c 1 } El Terramesh Verde también es un elemento único, se diferencia del Terramesh System por no poseer el paramento frontal formado por un gavión tipo caja, si no por una especie de “sándwich”, compuesto por la malla hexagonal de doble torsión, una biomanta de fibras de coco y una malla eletrosoldada, para robustecer a lado expuesto del elemento. 6.6.1.1.- OPERACIONES DE MONTAJE{ TA \l "5.6.1.1.- Operaciones de montaje" \s  "5.6.1.1.­ Operaciones de montaje" \c 1 } a- El elemento confeccionado en fábrica debe ser abierto en una superficie plana conforme a la figura.

Fig. 44.6: Abertura del elemento Terramesh

Foto 30.6: Abertura del elemento Terramesh

b- Posicionamiento del elemento y apertura a lo largo del doblez inferior hasta alcanzar la inclinación predeterminada para el paramento frontal de la estructura. Colocación del elemento Terramesh Verde en su posición definitiva y unión a los elementos adyacentes. Posicionamiento del geosintético para retener los finos y posicionamiento del refuerzo triangular y unión

Fig. 45.6: Posicionamiento del elemento Foto 31.6: Posicionamiento del elemento

c- Compactación del suelo hasta la altura definitiva como distancia entre refuerzos, formando el plano inclinado externo a la estructura y posicionamiento de la parte superior del elemento Terramesh Verde sobre la superficie del terreno compactado

Fig. 46.6: Compactación del suelo Foto 32.6: Compactación del suelo

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1- Piedras con n suelo com mpactado (para elemeentos Terram mesh Verde tipo agua). Para los eleementos Terramesh “tipo tierraa” colocar solamente suelo compactado. 2- Suelo comp pactado

Foto 33.66: Compactacción del suelo o

d- Posicionamien P nto del elementto Terramesh Verde sucesivo y costura de éste al precede dente

Fig. 47.6: Llenado con n piedras y reelleno

Foto 34..6: Posicionam miento del ellemento

1- Piedras con n suelo com mpactado (para elemeentos Terram mesh Verde tipo agua). Para los eleementos Terramesh “tipo tierraa” colocar solamente suelo compactado. 2- Suelo comp pactado.

Foto 35.66: Posicionam miento del eleemento

e- Obra terminaada

Foto 36.66: Obra termiinada

Foto 37..6: Obra term minada

400

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Foto 38.66: Talud reforrzado con Terrramesh Verd de, vegetació ón en crecim miento.

6.6.2 – TALUDES T S REFORZ ZADOS CO ON GEOSIN NTÉTICO OS El ejemplo del Terrramesh Verrde, también n los taludess reforzadoss con geosin ntéticos, prin ncipalmentee geogrillaas, reciben un u tratamien nto con biom mantas (fibrras de coco) para permitir a revegettación en suu paramen nto. Cabe deestacarse, que q el uso de bioman ntas está co ondicionado al clima ddel lugar do onde se haa proyectaado la obra, es decir, en n un clima frrio y seco co omo el que tiene t parte dde nuestra Patagonia, P ess imposib ble la utilización de estee sistema, ya y que es po oco factiblee que se dessarrolle unaa vegetación n robusta y el clima teermina degraadando rápidamente la biomanta. b Obviam mente en clim mas subtrop picales, com mo el que existe e en el noroeste dde nuestro país, climass templaddos, cálidos, etc., está solución un muy m buena daado que la vegetación v crrece rápidam mente. Cuando estas obraas son consstruidas con n geotextiless, la revegettación no ees una alterrnativa muyy apropiadda, debido a la casi ineexistencia dee aberturas en su estrucctura, que p permitan el pasaje de laa vegetaciión, por tantto, en estos casos, se revviste el paraamento exteerno con horrmigón proyyectado.

Foto 39.6: 3 Talud reeforzado con geogrillas.

Foto 40.6: Dique reforzado con g geogrillas.

7.- ELE EMENTOS S DE DISE EÑO DE LOS MURO OS DE SUE ELO REFO ORZADO Los muuros de suelo o reforzado o se pueden construir con c paramen ntos verticales cuando se utiliza laa técnica de la «tieerra armadaa» con fleejes metáliccos. Cuando los suellos se refuuerzan con n geocom mpuestos (geotextiles, geeomallas y geogrillas), g o mediante el e sistema T Terramesh o Terramesh h Verde, los paramentos pueden llegar a ser subverticale s s. Los elem mentos esen nciales de esttos muros so on los que se indican en n la figura 7.1. La cimen ntación suelee establecerse sobre un plano horizontal cuuya anchuraa es del ordden del 60 aal 80% de la l altura, (B B = 0,6H a 0,8H) dep pendiendo de d la calidadd del cimientto, de la ressistencia del cuerpo del muro y dell empuje a contener. Para el apo oyo de las piezas p del paramento (ttierra armadda) o para ap poyo de loss encofraddos que ayudan a la con nstrucción (m muros de geeotextiles), suuele construuirse un pequueño zócalo o de horm migón en la zona z delanteera del cimieento.

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Fig 7.1.a: Elementos de diseño.

Fig 7.1.b: Elementos de diseño.

1. Terreno natural. 2. Línea de excavación. 3. Zapata de cimentación (apoyo de piezas poligonales «escamas» o encofrado). 4. Cuerpo del muro. 5. Drenaje interno. 6. Recogida de aguas del drenaje interno (lateral o bajo el cimiento). 7. Drenaje de escorrentía superficial. 8. Protección del pie. 9. Auscultación (en su caso). H. Altura del muro. B. Ancho de la base del muro. 8.- EL EMPUJE ACTIVO Aunque la teoría de Rankine De análisis que se presta fácilmente a cálculos simples, cuando consideramos estructuras de suelo reforzado su uso, impone limitaciones y errores explícitos. Como se basa en el concepto de pared vertical lisa no se toma en cuenta la inclinación de la pared ni el desarrollo de fricción entre el relleno del muro de suelo reforzado y el suelo al trasdós. Sin embargo esos errores se tienen del lado de la seguridad. El empuje de suelos sobre el trasdós de los muros de contención debe calcularse, de cara al análisis de los estados límites últimos, utilizando la teoría de Coulomb para el empuje activo, y suponiendo que los rellenos artificiales que se utilizan para su relleno al trasdós no tienen cohesión. Coulomb (1776) había sugerido que el empuje que se ejerce sobre el muro se debe a una cuña de suelo que descansa contra la pared posterior de éste. Consideremos la cuña de la figura 8.1.a.

Fig 1.8.a: Fuerzas intervientes – Método de Coulomb.

Fig 1.8.b: Polígono de fuerzas

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Después de un ligero movimiento del muro, el suelo queda en estado activo y la cuña tiene a moverse hacia el muro. Al hacerlo debe deslizarse hacia la cara AB del muro y a lo largo de la superficie de falla AC. Las fuerzas que actúan sobre esta cuña, que está en estado de equilibrio plástico límite, se muestra en la figura 8.1.a junto con su triangulo de fuerzas (figura8.1.b). Donde: Ea: Empuje activo sobre el muro. Eaq: Empuje activo debido a la sobrecarga sobre el muro. Eas: Empuje activo debido debido al suelo sobre el muro R: Fuerza de reacción del suelo (no se necesita su valor) ρ: Angulo del plano de falla. δ: Angulo de fricción del muro, entre el suelo y el muro. φ: Angulo de fricción del suelo al trasdós del muro. β: Angulo de inclinación del paramento del muro. γ: Peso unitario del suelo El método de Coulomb consiste en tomar en consideración varias posiciones para la posible superficie de rotura y para cada uno de ellas se determina el valor del empuje activo por equilibrio de fuerzas. Por lo tanto y cada una de ellas se determina el valor del empuje activo por equilibrio de fuerzas. Por lo tanto, es posible determinar la posición crítica de la superficie de rotura y encontrar el empuje máximo correspondiente. Se determina el ángulo crítico (ρcrit), según el máximo empuje activo que actúa sobre la estructura respetando el equilibrio de fuerzas de acuerdo con el diagrama mostrado en la figura 8.2.

Fig 2.8: Determinación de la cuña crítica

A partir del equilibrio de fuerzas, es posible obtener la siguiente ecuación: .

90

8.1

El valor de varía en función del segmento BC del triángulo ABC. Lo mismo ocurre con el peso de la masa de suelo W, que varía de acuerdo con el área de ese triángulo. A partir de ahí, es posible obtener las siguientes ecuaciones: 1 . . . 2

8.2

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8.3 .

1

En cuanto al punto de aplicación del empuje, se puede obtener a partir de considerar a la sobrecarga como parte de la cuña de empuje con una altura / , como se muestra en la figura, siendo el segmento BB´ paralelo a la superficie de falla y eñ segmento CC´ prolongación de la superficie de falla. Una vez dibujada la superficie A-B-B´-C-C´-A debe obtenerse su centro de gravedad G, por el mismo, deberá trazarse una paralela a la superficie de falla hasta interceptar el trasdós del muro. El punto O es el punto de aplicación del empuje activo.

Fig. 3.8: Determinación del punto de aplicación del empuje activo

El ángulo de fricción del muro (δ), se relaciona con el ángulo de fricción del suelo y con la rugosidad del muro. Se acostumbra adoptar un valor arbitrario entre 1/2 φ´ y 2/3 φ´ para muros verticales de hormigón. Para muro de suelo reforzado (δ) debe considerarse igual al menor ángulo de fricción interna entre el relleno del muro y el relleno al trasdós del muro o suelo natural al trasdós del muro. 9.- EL EMPUJE PASIVO Con respecto al empuje pasivo, su contribución ocurrirá en los casos en que la estructura se presente cimentada, sin embargo, como veremos a continuación deberá ser utilizado con cierto criterio, pues su valor contribuye en la estabilización de la estructura de contención, por consiguiente se deberá asegurar su presencia a largo plazo. Como el empuje pasivo, en general, corresponde a acciones de carga inferiores con respeto a los empujes activos, se admite la utilización de métodos simples, como por ejemplo el método de Rankine. 1 . . 2

9.1

.

Donde: Kp: es el coeficiente de empuje activo. 45°

2

9.2

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Fig.. 1.9: Empujee pasivo

Se ha deemostrado experimental e lmente (Grááfico 1.9) quue la deform mación para aalcanzar el estado e límitee activo es bastante pequeña; p basta un leve desplazamieento del parramento quee contiene a la masa dee suelo paara que ésta, entre en el estado límitte de empujee activo, en cambio, parra llegar al estado e límitee de empuuje pasivo de d Rankine, es necesario o un desplazzamiento muucho mayorr, alrededor de 10 vecess el que see necesita paara llegar al estado límite de empujee activo.

Gráffico 1.9.: Variaación del valo or de Ko = σh h / σv con lass deformacion nes de las esstructuras de soporte

En el Gráfico G 1.9 se han reprresentado laas variacionees de los co oeficientes K Ka y Kp paara distintass condicio ones de densidad relativva del materrial (arena), en e función del d giro del paramento vertical quee lo contieene. Se puedde observar en e dicha figuura la gran deformación d n que se debe producir p para generarr Kp, que en n el caso de las arenaas densas tienen un picco máximo mientras quue en el casso de las areenas sueltass dicho piico no se alccanza y la peendiente de crecimiento es muy déb bil. Por lo expuesto e en n los párrafo os anterioress se aconseja para el cáálculo del em mpuje pasivvo, dividir ell valor dee Kp por un n coeficientee de seguriddad, ya que en la mayoría de los caasos, las esttructuras no o pueden aceptar la grran deformaación que see necesita paara generar el e empuje paasivo máxim mo. Por el contrario, se puede aprecciar que en el caso del empuje e activvo Ka las deeformacionees necesariass para alcaanzar el valo or mínimo de d Ka son muy m pequeñaas.

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10.- SOLICITACIONES A TENER EN CUENTA En varios casos, la teoría de la elasticidad se utiliza para determinar la presión lateral producida por el suelo sobre estructuras de contención causada por varios tipos de sobrecargas, tales como una carga lineal o una carga de franja. 10.1.- CARGA LINEAL Carga lineal q/longitud unitaria

m.H

z = n.H σ

H Distribución de tensiones σ

Fig. 1.10: Distribución de tensiones para una carga lineal

De acuerdo a la teoría de la elasticidad, el esfuerzo a cualquier profundidad z, sobre una estructura de contención causada por una carga lineal de intensidad q/longitud unitaria se expresa por: 2. .

.

.

Donde:   es el esfuerzo horizontal a la profundidad

10.1

  .

Sin embargo como el suelo no es un medio perfectamente elástico, deben esperarse algunas variaciones de la ecuación. Las formas modificadas de esta fórmula generalmente aceptadas para su uso en suelos son las siguientes: 4. .

y

.

.

.

0.203 . 0.16

;

0.40

;

0.40

10.2 10.3

10.2.- CARGA EN FRANJA a'

b'

Carga en franja q/área unitaria

β α

z H

σ

Distribución de tensiones σ

Fig. 2.10: Distribución de tensiones para una carga en franja

La figura 10.2 muestra que una carga de franja con una intensidad de q/área unitaria localizada a una distancia ´ desde un muro de altura . Con base en la teoría de la elasticidad, el esfuerzo horizontal, , a cualquier profundidad , sobre una estructura de retención es: 46

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.

Los ángulos

y

10.4

. cos 2

son los que se muestran en la figura 10.2.

Sin embargo, en el caso de suelos, el lado derecho de la ecuación se duplica para tomar en cuenta el acomodo de la masa del suelo, por lo que la ecuación 10.4 queda de la siguiente manera: 2.

.

La fuerza total por unidad de longitud expresa como:

 debida únicamente a la carga de franja (Jarquio, 1981) se 90

Donde:

10.5

. cos 2

.

10.6

.

10.7 10.8 10.3.- CARGA CONCENTRADA m.H

Q= Carga Concentrada

z = n.H σ

H Distribución de tensiones σ

Fig. 3.10: Distribución de tensiones para una carga en concentrada

Teniendo en cuenta las modificaciones mencionadas en los párrafos anteriores, la ecuación para determinar la distribución de tensiones en suelos producida por una carga puntual queda de la siguiente manera: 1.77. .

.

.

;

0.40

10.9

10.4.- COMENTARIOS

1- Cuando las cargas lineales, concentradas o en franja, están fuera del muro de suelo reforzado, estas cargas ejercerán, como hemos visto, presiones en el trasdós del muro. Estas presiones deberán ser tenidas en cuenta en las verificaciones de estabilidad externa, que se verán en el punto 11.2. y cuando se verifique la estabilidad global del muro de suelos reforzado. 2- Cuando las cargas lineales, concentradas o en franja, estén directamente encima del macizo de suelo reforzado, estás cargas deberán ser tenidas en cuenta en las verificaciones de estabilidad interna, que se verán el el punto 11.1 y cuando se verifique la estabilidad global del muro de suelos reforzado.

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11.– VERIFICACIÓN DE ESTABILIDAD Para efectuar la verificación de estabilidad de una estructura de contención en suelo reforzado es necesario recordar que estos tipos de muros, poseen una metodología de dimensionamiento diferenciada de los taludes reforzados, por lo tanto, las metodologías serán presentadas por separado. La verificación de estabilidad de un muro de contención en suelo reforzado comúnmente es hecha en tres etapas: - Verificación Interna - Verificación Externa - Verificación de Estabilidad Global - Verificación del Paramento (Cuando la estructura fuera un SRW). 11.1.– VERIFICACIÓN INTERNA

Fig. 1.11: Rotura por excesiva tracción en los refuerzos.

Fig. 2.11: Rotura por arrancamiento

En esta etapa son verificadas las posibles fallas que pueden ocurrir dentro del macizo reforzado, para eso, se determina la posible superficie de rotura dentro del bloque reforzado y cuando esta cruza los refuerzos es definido el punto de la máxima solicitación a tracción actuante en cada refuerzo (Tmáx). La posible superficie de rotura también divide el macizo reforzado en dos zonas claramente diferenciadas: 1- Zona activa (próxima al lado expuesto) 2- Zona de anclaje (próximo al macizo natural al tardos da estructura). Una vez encontrado Tmáx y su punto de aplicación en cada refuerzo, se verifica la posibilidad de rotura de los mismos, asegurando que Tmáx no sea mayor que la resistencia de proyecto del refuerzo, y además, se verifica la posibilidad de falla por arrancamiento, definiendo un comportamiento de anclaje, dentro de la zona resistente, suficiente para movilizar una fuerza de fricción mayor que Tmáx. Muchos avances se están realizando en el desarrollo de procedimientos racionales de diseño de muros de contnción en suelo reforzado o estabizados mecánicamente. Como podemos notar, para efectuar la verificación interna es importante conocer la posible superficie de rotura, pero esta, varía de acuerdo con la rigidez del refuerzo y por eso existen metodologías diferentes para estructuras con refuerzos no-extensibles y refuerzos extensibles. Nota: Las cargas sobre el refuerzo calculadas para el diseño de estabilidad interna dependen de la extensibilidad y del tipo de material. A.- Los refuerzos inextensibles alcanzan su resistencia pico a deformaciones unitarias menores que las requeridas para que el suelo alcance su resistencia pico. B.- Los refuerzos extensibles alcanzan su resistencia pico a deformaciones unitarias mayores que las requeridas para que el suelo alcance su resistencia.

48

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11.1.1– VERIFICACIÓN INTERNA PARA REFUERZOS NO-EXTENSIBLES A.- ROTURA POR TRACCIÓN EN LOS REFUERZOS La figura Nº 11 muestra una posible superficie de rotura para muros de contención construidos con refuerzos no-extensibles (fajas de acero). Esta superficie ha sido definida por pruebas de laboratorio en escala real. La figura Nº 12 ilustra la posible superficie de rotura simplificada para este tipo de refuerzo (Según Transportation Research Board, 1995).

Fig 3.11: Ilustración de la posible superficie de rotura para refuerzos no-extensibles.

C

B

A Fig. 4.11: Ilustración de la posible superficie de rotura (simplificada) para refuerzos no-extensibles.

La máxima solicitación de tracción actuante en cada refuerzo no-extensible (T) es definida por la expresión 11.1: . . . 1.11

Fig. 5.11: Esfuerzos intervinientes.

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Donde: : Esfuerzo a tracción sobre cada refuerzo : Coeficiente de empuje activa calculado considerándose : Ángulo de fricción interna del relleno estructural Δ : espaciamiento vertical entre refuerzos Δ : espaciamiento horizontal entre refuerzos : presión vertical sobre el enésimo refuerzo que vale .

 

: sobrecarga

Analizando la expresión 1.11, observamos que el producto . es la presión activa a la profundidad y . , es el área tributaría que soporta la presión activa cada faja de acero. El coeficiente de empuje para refuerzos no-extensibles, varía entre K0 en el coronamiento del macizo reforzado y a una profundidad de seis metros, conforme al Gráfico 1.11:

Grafico 1.11: Variación del coeficiente de empuje (K).

Aunque para el cálculo de las solicitaciones a tracción de los rfuerzos se aplica el coeficiente de empuje activo de Rankine: 45

2

La resistencia a tracción admisible del refuerzo de acero es acero es: . .

2.11

Donde: : Tensión de fluencia del acero : ancho del refuerzo :espesor del refuerzo : Factor de seguridad a la rotura de la faja entre 2.50 y 3. A partir de las ecuaciones 11.1 y 11.2, puede adoptarse el espesor de cálculo del refuerzo: 45

2

.

. . .

.

.

3.11 .

50

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La materia prima básica para los flejes de refuerzo es el acero, y este puede sufrir corrosión, por eso los flejes deben ser protegidos por un proceso de galvanización. Independientemente de esa protección, es necesario definir la resistencia de proyecto para Los flejes con base en un espesor de sacrificio. Tal espesor varía con la vida útil requerida para la obra y con las condiciones ambientales con que Los flejes trabajaran. La Norma ABNT NBR 9286/86 clasifica las obras de Tierra Armada y define los espesores de sacrificio, conforme con la siguiente tabla: Espesor de sacrificio (mm) Acero sin revestimiento Vida útil mínima de la obra (años) 5 30 70 Obras no inundables 0,50 1,50 3,00 Obras inundables por agua dulce 0,50 2,00 4,00 Obras inundables por agua salada 1,00 3,00 5,00

Acero galvanizado 5 0,00 0,00 0

30 0,50 1,00 n.a.

70 1,00 1,50 n.a.

Tabla 1.11: Espesor de sacrificio para fajas metálicas.

Por lo tanto el espesor adoptado será: + espesor de sacrificio Los efectos como daños de instalación, fluencia, etc., los cuales pueden contribuir aún mas para la reducción de la resistencia de Los flejes a lo largo de la vida útil de la obra ya están cubiertos por estos espesores de sacrificio. Para condiciones diferentes de las apuntadas en la tabla 1.11, como por ejemplo obras sometidas a condiciones de agresividades especiales, es necesario chequear junto a los fabricantes cual es el comportamiento del material para esa condición. B.- ROTURA POR ARRANCAMIENTO A partir de la verificación contra la rotura por arrancamiento, podemos dimensionar el largo del refuerzo La longitud total de los flejes de acero a cualquier profundidad es: Donde: : Largo total de la faja de acero : longitud resistente : longitud dentro de la zona de falla de Rankine. Los flejes de acero fallaran a cualquier profundidad, z, por arrancamiento, si la resistencia por fricción desarrollada a lo largo de sus superficies es menor que la fuerza de tracción a la que están sometidas los flejes de acero. A partir de la figura 11.4 y 11.5, observamos que la longitud efectiva o resistente de los flejes de acero a lo largo de la cual se desarrolla la resistencia por fricción se toma conservadoramente como la longitud que se extiende más allá de los límites de la zona de falla activa, que es la zona ABC en la figura 11.4. El ángulo que forma la línea BC con la horizontal es:  

 

/2

1 0.6

0.3 

59° 2 10.48"

59°

Ahora bien, la fuerza FR máxima de fricción que se desarrolla en un tirante a la profundidad z es: 2.

.

. .

4.11

51

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El factor de seguridad contra el arrancamiento 2.

.

. .

5.11

3

Sutituyendo 2.11 en 5.11 2.

. .

. . . .

6.11

Expresión a partir de la cual podemos obtener el largo resistente la de la faja de acero . . . 2. . .

.

7.11

A partir del nivel del coronamiento y hasta una profundidad H/2 el largo total del fleje podrá calcularse por medio de la expresión Nº 9.11 . . . 2. . .

0.30 .

.

8.11

A partir del nivel del H/2 y hasta una profundidad H podrá utilizarse la expresión 9.11: .

59°

. . . 2. . .

.

9.11

A partir de ensayos realizados en laboratorio se ha estudiado que los valores de referencia de la   para rellenos granulares, varían según el estado de corrosión que tenga de la faja de acero. Estos valores de referencia son: 1- Acero limpio:   = 0.20 2- Acero herrubroso:   = 0.40 11.1.2.– VERIFICACIÓN INTERNA PARA REFUERZOS EXTENSIBLES En lo que respecta a las características de anclaje y de resistencia de la malla hexagonal de doble torsión, se han realizado pruebas en Camberra (Australia) en la New South Wales University. En Australia las pruebas fueron efectuadas utilizando para el relleno estructural, arena fina. Los análisis consideraron dos aspectos diferentes: 1- Valor de resistencia a tracción de los anclajes. 2- Capacidad de anclaje (pull – out test).

Fig 7.11: Equipo usado para ensayo Pull-Out test

52

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Fig. 8.11: Esquema E del equipo usado para ensayo o Pull-Out test

Donde: 1- Panel P de maalla 2- Arena A 3- Split S Box

4- Válvula V de seeguridad 5- Diafragma D de d goma 6- Agua A presuriizada

7- T Tracción 8- A Anclaje 9- M Manta de gom ma

RESUL LTADOS OBTENIDO O OS

Grafi fico 1.11: Capaacidad de ancclaje

Grafico 2.11: 2 Resistencia a tracción n de la malla metálica m hexagonal de doble to orsión en el in nterior del suelo reforzado o

Del gráffico Nº 1 se puede extraaer el coeficiiente de inteeracción suelo – refuerzo

533

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Del gráffico Nº 2 puuede obteneerse la resisteencia máxim ma que puedde soportar eel refuerzo: Para A.- ROT TURA POR R TRACCIIÓN EN LOS L REFUE ERZOS La máxxima solicitaación de traacción actuuante en cada refuerzo o extensiblee expresió ón 10.11:

es defin nida por laa 10.11

Donde: D Ka = Coeeficiente de Empuje E actiivo γ = Peso o específico o del suelo del relleno z = Altuura de suelo sobre el reffuerzo q = sobrecarga c = cohesión del suuelo del relleno El coefiiciente de em mpuje activo o , para refuerzos r extensibles, vaaría de acuerrdo con la metodología m a que se emplea e en la l verificació ón interna, pero es com múnmente utilizada u a tteoría de Raankine. Paraa estructuuras con el paramento veertical se apllica la expreesión 11.11 y para estruccturas con ell paramento o inclinado se aplica la expresión 12.11. 11.11 12.11 El factor de seguriddad contra laa rotura del refuerzo r es definido d porr la expresió ón 13.11: 13.11 Donde: D = Máxim ma solicitació ón de tracció ón; = Ressistencia de proyecto p deel refuerzo; = Esp paciamiento o vertical enttre refuerzos (mín. 0,30 m e máx. 1,00 m). TURA POR R ARRANCAMIENT TO B.- ROT Estadoss Unidos (Ch hicago - Illin nois) dentro o de un proggrama de in nvestigación de la Federral Highwayy Adminisstration, se realizaron pruebas p de prototipos p del d sistema Terramesh, T como se muestra m en laa figura, dichos d ensaayos permitiieron determ minar la sup perficie de rotura interrna del murro de suelo o reforzaddo.

Foto o Nº 1 Ensayo o del prototip pos del sistem ma T Terramesh

Fig.. Nº 9.11: Lim mite de la zonaa de rotura in nterna

544

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Fig. Nº 10.11: Lugar de máximas tensiones de corte en el macizo de suelo reforzado y máximas tracciones en los refuerzos

Los análisis pusieron en evidencia que el hecho de que la porción de suelo ocupado por el macizo Terramesh (relleno estructural), en la condición de colapso inminente se puede considerar formado por dos zonas. a- La zona activa, donde las tensiones de corte son direccionadas hacia la parte frontal de la estructura. b- La zona resistente, donde las tensiones de corte son direccionadas hacia la parte posterior del macizo Terramesh. La línea que separa ambas zonas es caracterizada como el lugar de máximas tensiones en el refuerzo. Algunos modelos realizados en elementos finitos, donde fue posible considerar las interacciones suelo refuerzo, en el campo no lineal, permitieron demostrar también que ésta, es más que una línea de máximas tensiones, es en realidad un área del macizo sujeta a plastificación localizada. Diversos reglamentos mundiales consideran la posible superficie de rotura para muros de contención construidos con refuerzos extensibles (malla metálica y geosintéticos), como la que se muestra en la figura 12.11 donde la línea que separa las zonas activas y resistentes (línea de máximas tensiones tangenciales), es materiales a través de una línea inclinada  45° /2, respecto de la horizontal. En la secuencia, se define cual es el factor de seguridad contra el arrancamiento del refuerzo (Fsa), usando la expresión 14.11. 2.

Fig 12.11: Superficie de rotura adoptada para refuerzos extensibles.

.

.

. .

1.30

1.50

14.11

Donde: = Presión vertical = Largo del refuerzo = Ancho del refuerzo = Máxima solicitación de tracción actuante en el refuerzo = Ángulo de fricción interna del relleno estructural = Factor de interacción entre el relleno estructural y el refuerzo interior del bloque Terramesh.

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Tabla 2.11: factores de µ para la malla del Sistema Terramesh.

Tipo de suelo Arcilla Limo Arena Arena gruesa

µ 0.30 0.50 0.65 0.90

De los ensayos de arrancamiento fueron obtenidos los factores de µ para la malla del Sistema Terramesh, cuando está insertada en el suelo. Estos valores se muestran en la tabla Nº 2.11. Para muros de contención con refuerzo geosintéticos, la expresión 14.11, queda de la siguiente manera: 2.

.

.

.

1.30

15.11

1.50

á

Donde: : Ángulo de fricción entre el geotextil y la interfaz del suelo

2/3

: Ángulo de fricción interna del relleno estructural

Con base en los resultados publicados, la hipótesis de que / 2/3 es razonable y conservadora. Martin y otros (1984) presentaron la siguiente prueba de laboratorio para / entre varios tipos de geotextiles y arena: Tabla 2.11: factores

/

para geosintéticos

Tipo Tejido; monofilamento/arena de concreto Tejido; película de limo/arena de concreto Tejido; película de limo/arena de redondeada Tejido; película de limo/arena limosa No tejido; adherido por fusión/arena de concreto No tejido; punzonado con aguja/arena de concreto No tejido; punzonado con aguja/arena redondeada No tejido; punzonado con aguja/arena limosa Geogrilla extruida Geogrilla tejida Geogrilla Soldada

/

0.87 0.80 0.86 0.92 0.87 1.00 0.93 0.91 0.90 0.90-1.00 0.80

Para refuerzos geosintéticos, además es necesario calcular el ancho de anclaje en la extremidad del lado expuesto de la estructura , para eso, se utiliza la expresión 16.11. Es importante recordar que el ancho mínimo recomendado para es 1,00 m. . 2.

. . . tan á

;

2

16.11

Donde: c = cohesión del suelo del relleno. γ = Peso específico del suelo del relleno. z = Altura de suelo sobre el refuerzo. δ = Ángulo de fricción suelo/refuerzo o el ángulo de fricción del suelo multiplicado por el coeficiente de interacción del refuerzo. = Espaciamiento vertical entre refuerzos. T á = máxima solicitación de tracción actuante en el refuerzo. FS = Factor de seguridad

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Grafico Nº 2.11 Abaco para determinar el largo de anclaje de la MacGrid Soldada M

La longitud del refuerzo debe ser mínimo de aproximadamente el 70% de la altura del muro y no menos de 2.4 metros. La longitud del refuerzo debe ser uniforme a través de la totalidad de la altura del muro, a menos que se presente evidencia comprobada para indicar que la variación en longitud es satisfactoria. Las cargas externas tales como las sobrecargas incrementan la longitud mínima de refuerzo. Pueden requerirse longitudes mayores de refuerzo para sitios con suelos muy blandos y para satisfacer requerimientos de estabilidad general. 11.2.- VERIFICACIÓN EXTERNA Y GLOBAL PARA MUROS DE CONTENCIÓN EN SUELO REFORZADO Los muros de contención en suelo reforzado trabajan básicamente como una estructura de gravedad, por tanto para concluir su Verificación de Estabilidad es necesario efectuar las verificaciones como tal, o sea:

Fig. 13.11: Verificación al deslizamiento.

Fig. 14.11: Verificación al vuelco.

Fig. 15.11: Verificación de las tensiones en el suelo de fundación.

Fig. 16.11: Verificación contra rotura global.

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Para las verificaciones externa y global del muro son utilizadas las metodologías ya conocidas para muros de gravedad y estabilidad de taludes, respectivamente. 11.2.1. VERIFICACIÓN AL DESLIZAMIENTO La estructura de suelo reforzado tiene a deslizarse como un bloque, tan como se describe en la fig 13.11, en el sentido de la componente horizontal del empuje activo. No obstante, habrá una fuerza resistente disponible, contraria a tal movimiento, originada por la resistencia al corte del suelo subyacente a la base de la estructura, más la componente del empuje pasivo, como se observa en la fig.17.11.

Fig. 17.11: Fuerzas intervinientes en la verificación al deslizamiento. .

. tan

17.11

Donde: : componente normal al sistema de fuerzas : Angulo de fricción entre el suelo de fundación y la base de la estructura. : Cohesión entre el suelo de fundación y la base de la estructura. : Ancho del bloque reforzado La componente normal es la sumatoria de las fuerzas verticales existentes en el sistema. .

.

18.11

Donde: : Largo del refuerzo de la estructura de contención : Carga distribuida sobre el muro Con todas las fuerzas actuantes, se puede obtener un factor de seguridad contra el deslizamiento, como la relación de la sumatoria de fuerzas estabilizante y las desestabilizantes del sistema. -

Sumatoria de las fuerzas estabilizantes: Σ

-

Sumatoria de las fuerzas desestabilizantes: .

-

 

Factor de seguridad al deslizamiento: 1.50

En caso tener el muro un paramento vertical

19.11

0

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11.2.2.- VERIFICACIÓN AL VUELCO El vuelco de la estructura de contención podrá ocurrir cuando el bloque reforzado tienda a rotar en relación al punto de giro A, situado en el pie del muro (Fig 18.11), es decir, cuando el momento producido por el empuje activo respecto al punto A, supere el valor del momento producido por el peso propio de la estructura, el empuje pasivo y la sobrecarga (si existiera), respecto al mismo punto. Este tipo de análisis considera el bloque de suelo reforzado como un macizo rígido y como si la fundación no se deformara en el momento del giro. En realidad no puede ocurrir ya que, para que haya una rotación del bloque reforzado, es necesario que la fundación entre en colapso debido a las cargas.

Fig. 18.11: Fuerzas intervinientes en la verificación al vuelco.

Se define el factor de seguridad al vuelco como el cociente entre la sumatoria de momentos estabilizantes y los momentos desestabilizantes en relación al punto Ha llamado punto de vuelco. Para determinar los brazos de palanca de las fuerzas actuantes sobre la estructura, es necesario conocer el punto de aplicación de cada uno de ellas, o sea, su centro de gravedad. -

Sumatoria de momentos estabilizantes: Σ

.

.

.

 

.

.

.

.

Donde: : Peso del paramento frontal (peso de los gaviones en Sistema Terramesh o peso de las Escamas en tierra armada) : Coordenada x del centro de gravedad del paramento frontal : Peso del macizo de suelo reforzado : Coordenada x del centro de gravedad del macizo de suelo reforzado .   . : Componente vertical del empuje activo : Coordenada x del centro de gravedad de la componente vertical del empuje activo : Sobrecarga : Largo del refuerzo : Coordenada x del punto de aplicación de la sobrecarga : Empuje Pasivo : Coordenada y del empuje pasivo 0

En caso tener el muro un paramento vertical -

Sumatoria de momentos desestabilizantes: Σ

.

 

.

 

.

Componente horizontal del empuje activo

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-

Factor de seguridad al vuelco: Σ Σ

FS

1.50

20.11

11.2.3.- VERIFICACIÓN DE LAS TENSIONES EN EL SUELO DE FUNDACIÓN. Las presiones verticales en la base son calculadas a través de la formula de Meyerhoff con la hipótesis de distribución uniforme de las tensiones verticales sobre la base efectiva  –  2 ∑ – 2| | .

′

21.11

En los casos de muros de suelo reforzado, se puede admitir una distribución de tensiones constante, debido al echo de poseer una fundación flexible y capaz de soportar pequeñas deformaciones.

Fig. 19.11: Verificación de las tensiones del suelo.

La excentricidad de la resultante será definida por: 22.11

∑

2

Donde: V: Fuerzas verticales actuando en la base del muro. B: Ancho de la estructura de suelo reforzado. L: Largo de la estructura de suelo reforzado. Por lo tanto el factor de seguridad contra la falla por capacidad de carga será: ú ′

3

5

23.11

Donde: ú : Capacidad de carga última del suelo

11.2.4- – VERIFICACIÓN CONTRA ROTURA GLOBAL. Para taludes reforzados, se considera las posibles superficies de rotura circulares, por tanto para su verificación de estabilidad se utiliza los métodos tradicionales de estabilidad de taludes (Bishop simplificado, Fellenius, Janbú, etc), o sea, el método de las dovelas, adicionándose, una fuerza horizontal (Td), actuando en las dovelas. Tal fuerza corresponde al momento generado por la resistencia a la tracción de proyecto del refuerzo o a resistencia al arrancamiento del refuerzo (aquella que fuera menor) con relación al centro de la superficie analizada. A continuación encontraremos la ecuación para analizar la estabilidad global, a través del método de Bishop simplificado, que es el más utilizado, teniendo en cuanta un posible superficie de rotura como la que se muestra en la figura 19.11. 60

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Fig. 19.11: Verificación contra rotura global.

La figura 19.11, muestra las fuerzas que intervienen en una dovela analizada por el método de Bishop simplificado. El equilibrio para la n-ésima dovela está dado por el polígono de fuerzas que se muestra en la figura 21.11.

Fig. 20.11: Verificación contra rotura global.

Fig. 21.11: Verificación contra rotura global.

Sea: ∆ ∆

De la figura 20.11 podemos escribir también: .

.Δ

24.11

Aplicando un coeficiente de seguridad FS a la resistencia al corte, la ecuación 24.11 queda: .

 

.∆

1

.

.

.∆

25.11

Observando el polígono de fuerzas y sumándolas en la dirección vertical, tenemos: ∆

.

.

.∆

.

26.11

61

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27.11

.∆ .

∆

Por equilibrio de la cuña ABCD de la figura20.11, al tomar momentos respecto C(x0,y0), resulta: ∆ . .

Por simplicidad, hacemos Δ ecuación 28.11 queda:

.

.

28.11

.

0, y simplificando r que se encuentra en todos los términos, la

.

29.11

.

Sustituyendo la expresión 25.11 en 29.11 la ecuación queda: .

1

 

.

.

.∆

.

30.11

 

Sustituyendo 27.11 en 30.11 queda: 1

.

.∆ .

.

.

.∆

.

31.11

 

Desarrollando la ecuación 31.11: .

  1 .

.

.  

 

.∆ .

   

 

 

.

 

.∆

 

 

 

.

.

 

.  

 

 

 

.∆ . 1

 

 

.

   

 

.

 

.

 

  1

.

 

  1

.

.

.

.

.

 

.  

 

 

 

.∆ . 1

 

 

 

.

   

  1

.∆ .

.

.

 

.  

   

 

 

  .

 

 

 

   

.

  .

 

62

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32.11

. 1

.

.

.

.∆ .

.

 

 

Como se ve en la figura 19.11 y la figura 20.11 ∆ .

 

Con lo que la ecuación 32.11 queda: 33.11

. 1

Si llamamos  

.

.

.

.

.

 

 

a la siguiente expresión: 34.11

 

Reemplazando la expresión 34.11 en la 32.11 obtenemos .

1

 

.

.

.

.

.

.

 

35.11

Finalmente, desarrollando la expresión 35.11 el factor de seguridad resulta: ∑

.

1  

.

. ∑

Fig. 22.11: limites de las zonas donde puede producirse deslizamientos en muros de suelos reforzado

.

.

.

36.11

.

Hay que notar que el término FS, está presente en ambos lados de la ecuación. Por consiguiente, se requiere adoptar un procedimiento iterativo de prueba y error para encontrar el valor de FS. Posteriormente deben investigarse varias superficies de falla para encontrar la superficie crítica que proporcione el mínimo factor de seguridad. El método de Bishop, es probablemente con la ayuda de una computadora, el método que da resultados satisfactorios en la mayoría de los casos.

12.- PRECAUCIONES PARA ASEGURAR LA ESTABILIDAD Los muros de suelo reforzado pueden fallar cuando son construidos a media ladera sin las precauciones suficientes que aseguren su estabilidad frente a todos los modos de fallo, particularmente el de estabilidad global indicado en la figura 12.1. Para que el muro sea estable, es necesario realizar un proyecto correcto, una construcción acorde con el Proyecto y una vigilancia de la obra durante y después de la construcción.

63

Ing. Dieggo Skok Área Geotecnia de la Facultaad de Ingeniería UNLP U

Para pro oyectar corrrectamente, es necesario o disponer de d datos sufficientes del terreno de apoyo de laa cimentación, tanto relativos r a laa estructura y resistencia del terreno o, como al rrégimen hidrogeológico o local. Quiere remarccarse que el conocimien nto de los daatos necesarrios (resisten ncias de cadaa formación n del terreeno bajo el muro, m en la posible zon na de afección y posicio ones del nivvel piezométtrico) puedee requerir la auscultacción previa de d las laderaas. En la l fase de prroyecto, los cálculos c y comp probaciones que se efecttúen deben cubrrir la posibillidad de exisstencia de zonass débiles y laa eventual exxistencia de presiones intersti ticiales altas. A falta de dato os fehacientees, es necesaario hacer hipóteesis suficienttemente con nservadoras. En occasiones, ressulta de bueena prácticaa no con nstruir murros en zonaas donde laa calidadd del ccimiento no n quedee suficientemente gaarantizada, o donde lass posiblees presioness del agua in ntersticial no o puedan n ser sufiicientementee acotadas.. Solucio ones alteernativas como laa construucción de una estructtura exenta,, puente, tipo pueden ser máss conven nientes en ta ales casos. Fig. 22.111: limites de las l zonas don nde puede pro oducirse deslizam mientos en mu uros de sueloss reforzado

Uno de d los factores que más afectan a laa estabiliddad de los muros m consttruidos a meedia ladera es e el resguaardo o distan ncia horizon ntal entre ell borde exxterno de laa cimentació ón y el taludd natural del terreno (vééase figura 12.2). Cuanto o mayor seaa el resguaardo, mayorres serán las garantías dee estabilidad d; las posiblees líneas de rrotura han de d presentarr mayor longitud, l y probablem mente moviilizarán zon nas más ressistentes al encontrarsse a mayorr profunddidad en la laadera. Disponeer en Proyeecto resguarrdos amplio os es costosso, pues no o sólo aumentan las exxcavacioness necesariias, sino quue también aumentan la altura dell muro a co onstruir. El estudio deel resguardo o necesariio es fundam mental en esttos muros cuando se co onstruyen en n laderas con n cierta incliinación. Tal estuudio debe reaalizarse con los mismos criterios y procedimien p ntos indicado os en el aparrtado 6.4. Los muuros de tierrra armada o tierra refo orzada con geocompue g stos no ofrrecen, a prio ori, ningunaa ventaja en e cuanto a seguridad frente fr a otrass solucioness más conven ncionales. Aunquee el costo dee los muros se incremen nte considerrablemente con c la alturaa, deben con nstruirse loss muros con c resguarddos amplios para la altuura de que en n cada caso se trate, de manera quee tengan loss márgenees de seguriddad mínimos que se exiggen en los reeglamentos. La altura del muro, H, es siemp pre mayor que q la difereencia de cottas, A, entre la calzada y el terreno,, particulaarmente cuaando el cimiiento exige un resguard do importan nte, R, para ggarantizar laa estabilidadd (figura 12.2). 1 Durante la construucción debee verificarsee que los resguardoss y las caalidades dell terreno de d cimentacción son aco ordes con lo o previsto en el proyeccto.

Fig. 12.2:: Disposicion nes específicaas para obras de carretera

Se deberrá analizar ttambién lass superficiess de falla compuestaa que atraaviesan unaa porción de masa de suelo reforzado,, especialm mente si el muro está ubicado en n terreno inclinado o blando, además dee analizarsse obviamen nte la estabilidad globall del proyeecto. 644

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Fig. 12.3: Superficies de falla compuesta

13.- PRECAUCIONES PARA EVITAR EL AGRIETAMIENTO DEL RELLENO Los muros de suelo reforzado pueden resultar bastante deformables y es posible que, como consecuencia de dicha deformación, se produzca agrietamiento de la superficie del relleno (véase figura 13.1).

Fig. 13.1: Formación de una posible grieta de tracción en muros de suelo reforzado

Cuando se dé esa circunstancia, se puede paliar el efecto, por ejemplo, retrasando la colocación del firme, o prolongando las armaduras del muro a zonas donde una grieta potencial sea menos perniciosa. El cálculo de la deformación de un muro de suelo reforzado puede abordarse, al menos de forma aproximada, con procedimientos sencillos, tales como los que se indican en este apunte para estructuras rígidas, para evaluar los movimientos debidos al giro y al desplazamiento horizontal del cimiento. En estas estructuras, además, ha de añadirse la deformación del propio muro, que puede inducir un desplazamiento relativo entre la calzada y el cimiento dado por la ecuación siguiente: . .

.

1

.

14.1

Donde: δm = Desplazamiento relativo entre calzada y cimiento del muro debido al trasdosado del mismo. γ = Peso específico del cuerpo del muro. K = Coeficiente de empuje. Para δ =H/500 y materiales de relleno seleccionado, se puede suponer la

condición activa (K = Ka). En otros casos se debe suponer el empuje al reposo (K = Ko). b = Ancho del muro a la altura h. E, ν = Constantes elásticas del cuerpo del muro (módulo de elasticidad y coeficiente de Poisson). 65

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h = Coordenada vertical de referencia. H = Altura total del muro (véase figura 6.8).

El valor de E se puede obtener mediante ensayos de placa de carga. El valor de ν se puede suponer, en general, igual a 0,35. El desplazamiento mencionado en el párrafo precedente, δm, corresponde al que se produciría durante el trasdosado del muro. El desplazamiento diferido, después de la puesta en obra del firme, será una fracción del anterior (fluencia), a añadir al que se debe a la deformación del cimiento. Es decir, puede considerarse: . . 14.2 Donde: αm = Parámetro adimensional de fluencia del relleno del muro que, a falta de información específica, se puede suponer: αm = 0,2 Muros construidos con suelos seleccionados o rocas durables. αm = 0,5 Muros construidos con suelos adecuados o rocas evolutivas11 (pizarras, margas, etc.). αc = Parámetro adimensional de fluencia del cimiento que, a falta de información específica, se puede suponer: αc = 0 Rocas o suelos muy firmes (qu =1 MPa). αc = 0,1 Suelos granulares. αc = 0,2 Suelos cohesivos. δm = Desplazamiento de construcción, debido al trasdosado. δc = Desplazamiento en coronación, debido a la deformabilidad del cimiento.

Los muros de suelo reforzado de más de 5 m de altura deben incluir, en su Proyecto, una estimación del desplazamiento relativo cimiento-calzada que pueden sufrir después de la construcción. Esa estimación servirá de base para contrastar posteriormente los datos de auscultación en su caso. Movimientos mayores podrían ser síntoma de alguna patología del muro que habría que investigar. 14.-DEFORMACIONES EXCESIVAS DE LOS REFUERZOS Las deformaciones excesivas de los refuerzos se han convertido en un problema importante de los muros MSE cuyos factores de seguridad se encuentran por debajo de los especificados por la AASHTO y son muy raros en los muros que han cumplido con las especificaciones AASHTO. En el análisis de deformaciones se deben tener en cuenta dos componentes principales: A.- DEFORMACIONES DURANTE LA CONSTRUCCIÓN. Las deformaciones durante la construcción dependen principalmente de las relaciones esfuerzodeformación de los refuerzos. Para el análisis de estas deformaciones se pueden emplear los resultados de los ensayos de tira ancha de los refuerzos. B.- DEFORMACIONES DESPUÉS DE CONSTRUIDO EL MURO Las deformaciones después de construido el muro dependen principalmente de la fluencia (Creep) de los refuerzos, las propiedades del relleno y/o de los asentamientos del terreno de cimentación. La deformación es generalmente mayor en la parte superior del muro y disminuye linealmente a cero en la base del muro; independientemente de la altura del muro y de las características de la fachada (Allen 2001). La diferencia entre un buen o mal comportamiento de un muro parece estar relacionado con la posibilidad de que las deformaciones de los refuerzos alcancen valores suficientemente grandes para que el suelo alcance a su vez niveles de deformación que induzcan la falla de la masa de suelo. Finalmente el que falla es el suelo. Las deformaciones de “creep” son mayores en el primer año y disminuyen después de las 10000 horas de la terminación del muro. Como la habilidad del suelo a deformarse disminuye aún más rápidamente que la del refuerzo, puede ocurrir un fenómeno de “relajación de esfuerzos” sobre el refuerzo. O sea que con el paso del tiempo el suelo asume más esfuerzo y el geosintético menos, 66

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produciéndose una disminución en las rangos de deformación. Esta situación puede inducir la falla repentina del suelo (Allen 2001). Si un muro está diseñado correctamente se deben producir menos de 25 a 30 mm de deformación en el primer año y menos de 35 mm para la vida de diseño; en muros de menos de 13 metros de altura (Allen 2001). 14.1.- COMO IDENTIFICAR UNA SITUACIÓN CRÍTICA Allen (2001) afirma que una situación crítica se reconoce por las siguientes situaciones: • Las deformaciones unitarias totales del refuerzo son superiores a 5% • Las deformaciones horizontales de la corona de la fachada en las primeras 10000 horas después de terminado el muro son mayores de 35 mm, para muros de altura hasta de 13 metros. • Aparecen grietas en el suelo • Ocurre rotura de los refuerzos • Se observan desplazamientos excesivos del muro (Fotografía 6.3) 14.2.- PREDICCIÓN DE LAS DEFORMACIONES Uno de los problemas más importantes el cual es objeto de investigación por ingenieros y diseñadores, es cómo predecir las deformaciones de la estructura de suelo con refuerzo. Investigaciones realizadas en varias partes del mundo (Burwash y Frost 1991; Djarwadi y Wong 1994; Itoh y otros, 1994; Nakajima y otros 1996), tanto en laboratorio como en modelos reales han demostrado que se pueden seleccionar factores para determinar la deformación de las estructuras de suelo reforzado. Los principales elementos son la geometría del muro, los elementos de la fachada, las características de los materiales utilizados como relleno y como refuerzo, y el nivel y localización de las cargas. Las deformaciones en los muros se pueden predecir utilizando programas de software de elementos finitos. Sin embargo, hasta ahora no ha habido propuestas de métodos matemáticos simples para calcular estas deformaciones (Kazimierowics Frankowska, 2003). 15.- ESTUDIOS PREVIOS AL DISEÑO 15.1.- RECONOCIMIENTO DEL TERRENO Los muros de contención son estructuras que entrañan cierto riesgo de rotura por fallo del terreno, por lo que suelen exigir un reconocimiento detallado del cimiento y del material a utilizar en su trasdós. El reconocimiento geotécnico del cimiento de los mismos debe realizarse con ayuda de la cartografía geológica, en primera instancia, y después mediante un reconocimiento de detalle de la zona de apoyo. Este último reconocimiento debe explorar el cimiento hasta una profundidad igual o superior a la altura prevista en el muro, salvo que a menor profundidad se compruebe la existencia de roca sana. El reconocimiento hidrogeológico local (medida de niveles freáticos, censo de fuentes, etc.) resulta de importancia capital en este tipo de estructuras, habida cuenta de la importancia del agua en las acciones de empuje. Para estudiar y definir la cimentación de los muros de contención, es recomendable realizar los reconocimientos geotécnicos según perfiles transversales al muro. En esos perfiles, se debe explorar el terreno por delante, debajo y detrás del muro para poder preparar las secciones de verificación adecuadamente. Es conveniente investigar el perfil correspondiente a la mayor altura de muro y otros perfiles representativos. El número de perfiles a reconocer en detalle será, como mínimo, tres si el muro es de menos de 50 m de longitud y debe incrementarse en un perfil más por cada 20 m de longitud adicionales. La heterogeneidad del terreno y las dificultades previstas en la cimentación pueden requerir la intensificación de estos reconocimientos mínimos. A.- SONDEOS La FHWA le da mucha importancia a la exploración del sitio, los reconocimientos de campo, los sondeos y los ensayos. 67

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Los lineamientos mínimos de sondeos, según AASHTO son los siguientes: • Los sondeos deben realizarse a intervalos de mínimo cada 30 m a lo largo del alineamiento de la estructura de suelo reforzado y cada 45 m a lo largo de la parte posterior de la estructura de suelo reforzado. • La profundidad de los sondeos depende de las características del subsuelo. Donde se consigue roca a poca profundidad, los sondeos pueden tener profundidades cerca de 3 m y en todos los casos se recomienda determinar la profundidad a la cual aparece el suelo duro y los espesores y características de los suelos sueltos o blandos. • En cada perforación deben tomarse muestras cada 1.5 metros. Los métodos de ensayo pueden seguir las normas AASHTO T 206 o AASHTO T 207. • Se puede utilizar resistencias tanto SPT como CPT. B.- ENSAYOS DE LABORATORIO Se recomienda realizar ensayos de inspección visual y clasificación, resistencia al corte por medio de ensayos de compresión no confinada, corte directo o triaxial. Se le debe dar mucha significancia a la distribución granulométrica y a la plasticidad. Adicionalmente, se debe investigar el comportamiento de los suelos a la compactación, de acuerdo a AASHTO T 99 o T 180. Para la determinación de asentamientos es muy importante conocer el coeficiente de consolidación Cc, conjuntamente con una aproximación del índice de compresión Cv, por lo tanto también se recomiendan ensayos de consolidación Para determinar la agresividad potencial de los suelos de relleno se deben realizar ensayos de pH, resistividad eléctrica y contenido de sales, incluyendo sulfatos y cloruros. 15.2.- MATERIALES PARA EL RELLENO Los muros MSE necesitan rellenos con materiales de gran durabilidad, buen drenaje y facilidad de construcción, así como de muy buena interacción de resistencia con el refuerzo, la fricción del material es la característica más importante requerida. Los taludes estabilizados RSS tienen menos exigencias no debe ser un material capaz de desarrollar fricción y no debe contener materiales orgánicos o perecederos como vegetación o residuos indeseados. La AASHTO recomienda utilizar materiales 100% granulares, pero cuando no se dispone de materiales de grava o arena se utilizan suelos mixtos (gravas o arenas arcillosas o limosas, o suelos residuales), en estos casos se debe tener especial cuidado, teniendo en cuenta, la importante reducción de capacidad al arrancamiento en los suelos arcillosos, cuando son saturados (Elias y Swanson, 1983). En ocasiones se utiliza piedra triturada. En este caso debe tenerse cuidado de que el refuerzo sea de un grosor suficiente que impida su rotura, causada por los bordes angulosos del triturado. El PH del relleno en el caso de tierra armada con refuerzo metálico debe ser superior a seis para impedir la corrosión acelerada del acero. El material debe compactarse a una densidad tal que garantice la estabilidad del relleno en cuanto a resistencia y compresibilidad. Comúnmente se exigen densidades superiores al 95% de la densidad máxima Proctor Modificado. El proceso de compactación debe realizarse teniendo cuidado de no romper o deteriorar los elementos de refuerzo. Debe impedirse que los vehículos, tales como volquetas pasen por encima del refuerzo antes de colocar el relleno. El relleno cerca de la pared debe compactarse utilizando un equipo liviano, bien sea un rodillo pequeño vibratorio, una placa vibratoria de peso no mayor a mil kilos o un vibrotamper. A distancias superiores a 1.5 metros de la pared puede utilizarse equipo pesado.

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Tabla 15.1 Especificaciones para rellenos de tierra armada (Geotechnical Control Office, 1989).

Requisito Tamaño máximo

Relleno de Material Friccionante 150 mm

Relleno de Material Cohesivo 150 mm

≥ 25%

-

% Pasantes 1/2 pulgada % Pasantes tamiz 30

≥8%

-

% Pasantes tamiz 200

0 a 10%

10 - 80

≥5

0 - 10 ≥5

Límite líquido

-

≤45

Indice plástico

-

≤20

% menor de 2 micrones Coeficiente de uniformidad

La AASHTO y otras entidades recomiendan que los muros de tierra con geosintéticos sean construidos utilizando materiales granulares como relleno. Esta recomendación tiene su fundamento en la preocupación del mal drenaje de los materiales finos, el cual conduce a la pérdida de resistencia al cortante y problemas de movimientos después de la construcción (Zornberg y Mitchell, 1994). En los países tropicales se encuentran suelos granulares con finos como arenas limosas y arcillosas, las cuales presentan muy buen comportamiento mecánico muy diferente al de los suelos finos de climas temperados (Tabla 6.2). Por ejemplo, algunos suelos en el Brasil con altos porcentajes de finos pero baja plasticidad, presentan un muy buen comportamiento mecánico como material compactado (Cruz, 1996). Generalmente los materiales granulares gruesos tienen pesos unitarios húmedos típicos superiores a 20 KN/m3. La mayoría de la experiencia de estructuras MSE ha sido con rellenos granulares, limpios, no cohesivos y generalmente estos materiales son más costosos que los de menor calidad. Tabla 15.2 Especificaciones para rellenos suelo reforzado según las guías de la FHWA (NHI)

Tamaño del tamiz

4” No. 40 No. 200

Porcentaje de pasantes

100% 0 a 60% 0 a 15%

El índice plástico no debe ser mayor de 6. Adicionalmente se exige que los materiales deben estar libres de lutitas u otros materiales blandos o de pobre durabilidad. Por otra parte, en el Pliego de Prescripciones Técnicas Generales de Terraplenes y Rellenos del Ministerio de Fomento, de España, las condiciones que deberán cumplir los terrenos a emplear en los macizos armados con armaduras de alta adherencia son: A.- Condiciones mecánicas El terreno de relleno será válido cuando el porcentaje de muestra ensayada, a granulometría por tamizado, que pasa a los 80 micrones (0,08 mm.), sea inferior al 15%. Los terrenos con un porcentaje mayor del 15% a los 80 micrones serán igualmente válidos cuando: El porcentaje de muestra ensayada por sedimentometría sea inferior al 10% de la muestra original a los 15 micrones (0,015 mm.). El porcentaje de muestra ensayada por sedimentometría está comprendido entre el 10% y 20% de la muestra original a las 15 micrones y el ángulo de rozamiento interno, medido en un ensayo triaxial rápido (Q) de en muestra saturada, sea superior a 25º. El terreno de relleno no contendrá ningún elemento superior a 250 mm. 69

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b.- Condiciones electroquímicas Los terrenos serán válidos para utilizar en rellenos armados cuando: Resistividad eléctrica (medida sobre célula normalizada T.A.): - Sea superior a 1.000 cm., para obras en seco - Sea superior a 3.000 - cm., para obras inundables. Actividad en iones de hidrogeno o pH: El valor del pH está comprendido entre 5 y 1 0. Contenido en sales solubles. Se determinará en los materiales con resistividad comprendida entre 1.000 y 5.000 cm. y para los de origen industrial. En algunos casos, función de origen del material de relleno y situación del macizo armado, se estudiará el contenido en sulfuros, materia orgánica y actividad biológica. Durante la ejecución, se examinarán los montones procedentes de la descarga de camiones, desechando de entrada aquellos que, a simple vista, presenten restos vegetales, materia orgánica o bolos de mayor tamaño que el admitido como máximo. Se debe tener mucho cuidado de no utilizar materiales con bloques o cantos de roca que puedan romper los refuerzos. El espesor de las capas y el equipo de compactación a utilizarse deben garantizar la integridad de los geosintéticos. Del mismo modo no se deben utilizar equipos pesados junto a la fachada para evitar el deterioro de los elementos que la conforman. 15.3.- COMPROBACIÓN DE LAS CONDICIONES DE APOYO La comprobación de que, al excavar y acceder al plano de cimentación de muro, se encuentran unas condiciones del terreno similares a las previstas en proyecto debe ser un aspecto específico del control de ejecución. El control a realizar dependerá del tipo de terreno en cuestión. a) Terrenos rocosos: Puede ser suficiente la cartografía geológica de la excavación y su reconocimiento geofísico a lo largo de la excavación del muro. En muros de altura superior a 5 m puede ser necesario realizar una clasificación geomecánica de la roca. Para muros de altura superior a 10 m el procedimiento de verificación debe incluir ensayos de laboratorio (resistencia de las juntas más críticas y de la matriz rocosa) salvo que, en el Proyecto, se haya justificado previa y específicamente, que la seguridad es suficiente sin efectuar este tipo de comprobaciones. b) Suelos firmes: En suelos firmes se recomienda inspeccionar el cimiento tras su apertura, y aceptarlo en función de ensayos de contraste específicos. Entre ellos se pueden citar la determinación de densidades y humedades naturales del cimiento, los ensayos de placa de carga, los reconocimientos geofísicos (sísmica de refracción) u otros adecuados para confirmar, con datos objetivos concretos, que las condiciones de cimentación son similares a las previstas. Lo indicado en los apartados a) y b) anteriores no es de aplicación en muros que tengan cimentación profunda. En estos casos, la aceptación de la cimentación debe basarse en los datos de control de ejecución de los pilotes, y en los ensayos posteriores de integridad que hayan sido especificados en su caso en el Proyecto. 15.4.- FACTORES A TENER EN CUENTA EN LA SELECCIÓN DEL TIPO DE ESTRUCTURA Para la selección del tipo de estructura la FHWA recomienda tener en cuenta los siguientes factores: • Geología y condiciones topográficas • Condiciones ambientales

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• Tamaño y naturaleza de la estructura • Durabilidad • Estética • Criterios de comportamiento • Disponibilidad de materiales • Experiencia con un determinado sistema • Costos La mayoría de sistemas poseen detalles que son propiedad intelectual de los comercializadores del sistema. Generalmente, los comercializadores ofrecen asistencia técnica en el manejo y especificaciones de cada producto. Los diversos sistemas han tenido historias diferentes de comportamiento y esto en ocasiones crea dificultades para realizar una evaluación técnica adecuada. Algunos sistemas no son adecuados para soluciones permanentes y otros son más adecuados para áreas urbanas o para áreas rurales. La selección del sistema más adecuado depende de los requerimientos específicos del proyecto. A.- CONDICIONES GEOLÓGICAS Y TOPOGRÁFICAS El suelo de la cimentación debe tener unas características geológicas y una resistencia suficiente para soportar 2.5 veces el peso de la estructura. Si las condiciones de capacidad de soporte no son suficientes, se requiere mejorar las condiciones del subsuelo o de la estructura utilizando entre otras alguna de las siguientes técnicas: • Excavación y remoción de los materiales y su reemplazo por un relleno estructural compactado. • Uso de materiales de relleno livianos • Densificación utilizando compactación dinámica, o mejoramiento mediante precarga con o sin columnas de drenaje. • Construcción de columnas de piedra B.- TAMAÑO Y NATURALEZA DE LAS ESTRUCTURAS MSE Teóricamente no hay un límite a la altura de los muros MSE. Las estructuras de gran altura se han realizado utilizando refuerzos de acero. Sin embargo, las estructuras de más de 25 metros son poco comunes. Igualmente, las estructuras de baja altura pueden no ser económicas, especialmente si se requiere adicionalmente la construcción de barreras para el tráfico. C.- CRITERIOS PARA EL ESTABLECIMIENTO DEL PROYECTO Para el establecimiento del proyecto se recomiendan las siguientes etapas: • Considere todas las alternativas posibles • Escoja el sistema de estructura (MSEW-muro, o RSS-talud). • Analice las opciones de fachada • Estudie los criterios de comportamiento del muro, factores de seguridad para estabilidad interna y externa, comportamiento de los refuerzos, etc.; de acuerdo a las especificaciones de la AASHTO. • Considere el comportamiento de los refuerzos a largo plazo (corrosión, fluencia, etc.). • Realice el diseño utilizando un sistema de software apropiado. 16.- PASOS PARA EL DISEÑO PASO 1: ESTUDIO GEOTÉCNICO Y TOPOGRÁFICO • Estudio geotécnico del sitio, incluyendo apiques y ensayos de laboratorio. Suponer las propiedades implica un riesgo muy alto. • Estudio topográfico detallado del sitio. • Análisis de estabilidad del talud antes de colocar la estructura de suelo con refuerzo. • Estudio de los materiales disponibles para el relleno del muro. Se requiere tomar muestras de las canteras de materiales y realizar ensayos de densidad, Proctor modificado y de resistencia al corte. 71

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Para el diseño, se recomienda suponer que el peso del relleno es el 95% de la densidad máxima proctor en estado “húmedo”. Generalmente, los materiales granulares gruesos tienen pesos unitarios húmedos típicos superiores a 20 KN/m3. • Determinar las propiedades de los suelos para el diseño: Se deben llenar las casillas indicadas de la tabla 6.10. PASO 2: ESCOGER EL TIPO Y CARACTERÍSTICAS DE LA ESTRUCTURA • Se debe escoger entre: Muro MSE y Talud Reforzado. • Se debe escoger el tipo de material de refuerzo y el tipo de fachada. Se recomienda tener en cuenta para la decisión todos los productos de refuerzo y de fachada disponibles en el mercado nacional y escoger el que mejor se ajuste a las condiciones del proyecto. Es importante tener en cuenta el comportamiento a largo plazo. PASO 3: DETERMINAR LAS PROPIEDADES DE LOS REFUERZOS En la tabla 6.11 se indican las propiedades que se requiere conocer de los refuerzos. Nota: Si se tiene información de la resistencia permisible a largo plazo, debidamente soportada por ensayos, no se requiere conocer los factores de reducción; y a la inversa. Propiedad de los refuerzos (para cada referencia de refuerzo) Tipo de refuerzo Resistencia a la tracción en ensayo de tira ancha (kN/m) Factores de reducción Resistencia a la tracción permisible a largo plazo (kN/m)

Llenar tabla

PASO 4 : ESTABLECER LOS REQUERIMIENTOS BÁSICOS PARA EL DISEÑO Factores de seguridad Tabla 15.3 Factores de seguridad para análisis estático.

Mínimo especificado por AASHTO Al deslizamiento 1.5 Al vuelc 2.0 Al capacidad de carga 2.5 A la estabilidad de taludes 1.3 A la estabilidad interna 1.5 Excentricidad: Máximo L/6 Factor de Seguridad FS

Tabla 15.4 Factores de seguridad para análisis sísmico.

Factor de Seguridad FS A deslizamiento A volcamiento A estabilidad de taludes A estabilidad interna

Mínimo especificado por AASHTO 1.125 1.5 1.1 1.125

Factor de resistencia a la extracción F* (se obtiene de la gráfica 5.8.5.2A de las especificaciones AASHTO.) 72

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Sobrecarga de tránsito Mínima AASHTO = 0.6 m de altura de suelo repartida uniformemente sobre toda la superficie superior del muro. Otras sobrecargas repartidas o puntuales Rieles o muros de borde de vía, cimientos, etc. Detalles de obstrucciones internas a colocar dentro del muro Tuberías, redes de teléfonos, etc. PASO 5: ESPECIFICAR LA LONGITUD MÍNIMA DEL REFUERZO La AASHTO especifica L mínima = 0.7 H, donde H es la altura del muro. Se recomienda que la longitud del refuerzo sea la misma en toda la altura del muro. PASO 6: ESPECIFICAR EL ESPACIAMIENTO BÁSICO ENTRE LOS REFUERZOS La AASHTO especifica un espaciamiento máximo de 80 centímetros para garantizar la integridad del muro. PASO 7: ESPECIFICAR EL EMPOTRAMIENTO MÍNIMO DEL MURO La AASHTO especifica mínimo 0.6 m. Debe especificarse adicionalmente una berma en el pie del muro de mínimo 1.2 metros. PASO 8: INCLUIR TODA LA INFORMACIÓN EN UN SOFTWARE El software que se utilice debe ser consistente con las especificaciones AASHTO. Debe investigarse si el software realmente utiliza el procedimiento de diseño especificado por AASHTO. Se deben tener a mano las especificaciones AASHTO y los lineamientos para el diseño de la FHWA. El software le puede pedir información adicional. PASO 9: CORRER EL PROGRAMA DE SOFTWARE Se va a requerir escoger alternativas de parámetros específicos relacionados con los materiales. Tabla 15.5. Factores de corrección por efecto de escala.

Tipo de Refuerzo Acero Geomallas Geotextiles

Valor de α por Defecto 1.0 0.8 0.6

PASO 10: REVISAR LOS RESULTADOS Y MEJORAR EL DISEÑO Es muy importante que el Ingeniero proyectista revise los resultados para detectar errores o inconsistencias. PASO 11 : DISEÑO DEL SISTEMA DE SUBDRENAJE Diseño del sistema de intercepción del agua subterránea detrás del muro, el colchón de drenaje y el sistema de recolección en el pie del muro y el drenaje entre capas de refuerzo. • Filtro detrás del muro. Se debe escoger entre un geodren planar o una capa de material filtrante; con o sin interface de geotextil. Se requiere determinar el material y el espesor del filtro. • Colchón de drenaje en la cimentación. El espesor y material de este colchón determina parcialmente el factor de seguridad al deslizamiento por su efecto sobre la fricción y la presión de poros en el pie del muro. • Subdrenaje entre capas de refuerzo. Pueden utilizarse geodrenes planares, tubería perforada, lloraderos en la fachada, y/o material filtrante detrás de la fachada.

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• Sistema de recolección. El sistema incluye una tubería y subdrén de recolección por debajo del pie del muro y su entrega a un sitio seguro alejado del muro.

Figura 6.25 Detalle de subdrenaje colocando grava detrás de la fachada.

PASO 12: ELABORAR PLANOS DE DISEÑO Y DETALLES DE CONSTRUCCIÓN Incluyendo despiece de los refuerzos, detalles de fachada, traslapos, subdrenajes, etc. PASO 13: ELABORAR ESPECIFICACIONES DE CONSTRUCCIÓN Se deben elaborar especificaciones detalladas. Como referencia pueden utilizarse las indicaciones, especificaciones y recomendaciones de la FHWA. 17.- INSPECCIÓN, AUSCULTACIÓN Y CONSERVACIÓN Los principales aspectos a controlar en los muros de contención, desde el punto de vista geotécnico, se refieren al drenaje y a los movimientos de los mismos. Para confirmar el funcionamiento correcto del drenaje, en general, es suficiente con la comprobación de la continuidad de los drenes. A estos efectos, el proyecto debe disponer el trazado, los diámetros y las salidas del drenaje y su recogida, con amplitud suficiente para su inspección posterior. En obras de contención cuya seguridad esté basada en una cierta hipótesis de presiones intersticiales en el cimiento, puede ser necesario en algún caso disponer una auscultación piezométrica, ya sea con piezómetros abiertos o puntuales. El control de movimientos más sencillo consiste en la nivelación de la coronación de muro. En el caso de que se determine la necesidad o conveniencia de auscultación de los movimientos de un muro resultará del máximo interés la instalación de referencias fijas en su cabeza, de manera que se pueda renivelar en cualquier momento. Pueden instalarse además, referencias de colimación (una al menos, en cada módulo estructural) y medidores de apertura de juntas en cada una de ellas en su caso. Cuando se considere precisa la auscultación de los muros de suelo reforzado, interesará, en general, el control de los movimientos externos de asiento y desplazamiento horizontal. Los giros, al no ser el muro rígido, no tendrán tanto interés como en el caso precedente; en cambio, puede ser muy interesante el control de las «extensiones» internas en los muros de suelo reforzado (flejes o geocompuestos). Un esquema recomendable para disponer la auscultación se indica en la figura 17.1 y 17.2.

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Fig. 17.1:: Esquema dee posible ausccultación de un u muro flexiible

1. Basess de nivelació ón. ESPECIIAL: 4. Piezzómetros. 2. Basess de colimaciión. 5. Inclin nómetro. 3. Exten nsómetros (een el suelo y/o en los l refuerzoss). en los cimiientos de terraplenes dee forma rutiinaria y con No es necesario n dissponer de auscultación a n carácter general, no o obstante puuede ser con nveniente en n ciertos cassos especialees, o cuando o se trate dee suelos blandos, b con ntrolar los asientos y las presiones in ntersticiales (véase figuraa 8.6).

Fig. 17.2:: Esquema dee posible ausccultación del cimiento de un terraplén sobre sueelos blandos

1. Referrencias de niivelación 2. Placass de asiento y colimació ón. 3. Célulaas de asiento o(*). 4. Piezó ómetros. 5. Tubo de control (inclinómetrro, tubo de asiento o co ontrol trivecttorial). (*) En general g seráán hidráulicaas, como alternativa pueede usarse una u línea con ntinua de assientos o un n inclinóm metro horizo ontal.

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18.- BIBLIOGRAFIA AASHTO-AGC_ARTBA TASK FORCE 27 (1991). “Design Guidelines for the use of extensible reinforcement(Geosynthetic) for Mechanically Stabilized Earth Walls in Permanent Applications”. AASHO ROAD TEST (AMERICAN ASSOCIATION OF STATE HIGHWAY AND TRANSPORTATION OFFICIALS) (2004), Sección 11 (si) - Estribos, pilas y muros de sostenimiento. ABMS/ABEF (1998), Fundações teoria e prática, Segunda edición, Pini. ALLEN T. M. (2001). “Prediction of soil reinforcement loads in mechanically stabilized earth (MSE) walls”. Final Research report. U.S. Department of Transportation. Federal Highway Administration. p381. AMOCO. “Long-Term Design Strength Properties of Reinforcement Geotextile” , Technical Bulletin. ANTONIO MIRAVETE DE MARCO (1995), Los nuevos materiales en la construcción, Reverte. ARTURO VICENTE FERNANDEZ (2001), Manual de geosinéeticos en la construccions de muros y terraplenes, U.D. Proyectos, E.T.S.I. MINAS – U.P.M. BERG R. R. MEYERS M.S. (1997).Analysis of the collapse of a 6.7 meter high GeosyntheticReinforced Wall Structure. Conference proceedings Geosynthetics 97 . Long Beach. California. Pp 85-104. BRITISH STANDARD (1995), Code of pratice Strengthened/reinforced soils and other fills, BS8006. CALIFORNIA DEPARTMENT OF TRANSPORTATION (2003). “Bridge design specifications” Section 5 retaining walls. CHIRSTOPHER B. (1990) “FHWA Geotextile Design and Construction Guidelines”. FHWA Publication No. FHWA-HI- 90-001. COLORADO DEPARTMENT OF TRANSPORTATION (2001). “Design and Construction Guidelines for MSE Walls. Report CDOTDTD- R-2001-5. CONCRETE MASONRY ASSOCIATION OF AUSTRALIA (2003), “Reinforced Soil Retaining Walls Design and Construction Guide” CONFERENCE ON GEOSYNTHETICS, Yokohama, Japan, Vol. 3, pp. 1129–1132. CONFERENCE ON GEOTEXTILES, GEOMEMBRANES AND RELATED PRODUCTS. ROTTERDAM 1990 pp. 597-602. CRUZ, P. T. (1996). “100 Brazilian Dams”. Oficina de Textos, São Paulo. DAS, Braja M. 2001, Principios de la ingeniería en Cimentaciones, Cuarta edición; International Thompson Editores.

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GEOGRAPHIC

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GEOSYNTHETIC RESEARCH INSTITUTE GRI. (1991).“Determination of the Long-Term Design Strength of Geogrids” GRI Standard Practice GG4a HOEDT G. (1986). “ Creep and relaxation of Geotextile fabrics” Journal Geotextiles and Geomembranes. Vol 4 No.2 pp. 83-92. KAZIMIEROWICZ-FRANKOWSKA, K. (2003). “Deformations of model reinforced-soil retaining walls due to creep and reinforcement pullout”. Geosynthetics International, 10, No. 5, 153–164. KOERNER G.R. Y KOERNER R.M. (1984). “ The instalation Survivability of Geotextiles and Geogrids”. 4th IGS Conference on Geotextiles, Geomembranes and Related Products. Rotterdam 1990 pp. 597-602. KOERNER, ROBERT (1999), Design with geosynthetics, cuarta edición, Prentice Hall. KRAMER, S. L. (1996). “Geotechnical Earthquake Engineering”. Prentice Hall, Englewood Cliffs, NJ. KRAMER, S. L., PAULSEN, S. B. (2004). “Seismic performance evaluation of reinforced slopes”. Geosynthetics International, 11, No. 6, 429–438. LING, H. I., LESHCHINSKY, D., PERRY, E. B. (1997). “Seismic design and performance of geosynthetic-reinforced soil structures” Geotechnique, 47, No. 5, 933–952. MACCAFERRI DO BRASIL LTDA (1999), Manuales e catálogos técnicos. MINISTERIO DE FOMENTO. España - Guía de cimentaciones en obras de carretera. MONONOBE, N., MATSUO, H. (1929). “On the determination of earth pressures during earthquakes”. Proceedings of the World Engineering Congress, Tokyo, Vol. 9, pp. 177–185. NAKAJIMA, T., TORIUMI, N., SHINTANI, H., MIYATAKE, H., DOBASHI, K. (1996). “Field performance of a geotextile reinforced soil wall with concrete facing blocks”. Earth Reinforcement, Ochiai. NEBRASKA DEPARTMENT OF TRANSPORTATION. “Mechanically Stabilized Earth (MSE)”. Section 714-715. NEW JERSEY DEPARTMENT OF TRANSPORTATION.NJDOT –“Design Manual for Bridges and Structures”. Section 5. NIMBALKAR, S. S., CHOUDHURY, D., MANDAL, J. N. (2006). “Seismic stability of reinforcedsoil wall by pseudo-dynamic method”. Geosynthetics International, 13, No. 3, p. 111–119 OKABE, S. (1926). “General theory of earth pressure”. Journal of the Japanese Society of Civil Engineers, 12, No. 1. PAUL D. PASSE, (2000), “Stabilized Earth Wall Inspector's Handbook”, Mechanically State Geotechnical Engineer, Tallahassee, Florida

77

Ing. Diego Skok Área Geotecnia de la Facultad de Ingeniería UNLP

PAULSON, J.N. (1990). “Summary and Evaluation of Construction Related Damage of Geotextiles in Reinforcing Applications”. Proc. 4th International Conference on Geotextiles, Geomembranes and Related Products, The Hague, Netherlands pp 615-619. PEDROSO, E. O., BUENO, B. S., BENJAMÍN, C.V.S., ZORNBERG, J. G. (2006). “Field monitoring and numerical prediction of the response of a non-woven geotextile-reinforced wall”. Proceedings of the 8th International PINTO. M.I.M. (2003). “Applications of geosynthetics for soil reinforcement”. Ground Improvement 7, No. 2, pp.61–72 RICHARDSON G. N., LEE, K.L. (1975). “Seismic Design of reinforced earth walls”. Journal of the geotechnical engineering division, volume 101,No.GT-2, ASCE pp. 167-188. SHAHGHOLI, M., FAKHER, A., JONES, C. J. F. P. (2001). “Horizontal slice method of analysis”. Geotechnique, 51, No. 10, 881–885. SOUTH CAROLINA STATE HIGHWAY DEPARTMENT (2002). “Standard Specifications for Mechanically Stabilized Earth Retaining Wall”. Supplemental Specifications. STRATA GRID. “Design Strength Calculations for Strata Grid Products” TENSAR. “Evaluation of de Tensar Mesa Retaining Wall System”. Chapter 3 Design Method Evaluations. TERRAM. “Designing With Soil Reinforcement”. Material characteristics. WAYNE, M. H, MILLER, B.(1996). “Application of Mechanically Stabilized Earth and Segmental Block Walls”. Geotextiles and Geomembranes 14. Pp. 277-287 ZORNBERG, J. G. & ARRIAGA, F. (2003). “Strain distribution within geosynthetic-reinforced slopes. Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering”, ASCE, 129, No. 1, 32–45. ZORNBERG, J. G., MITCHELL, J. K. (1994). “Reinforced soil structures with poorly draining backfills”. Part I: Reinforcement interactions and functions. Geosynthetics International, 1, No. 2, 103–148.

78