INFORME DE DISEÑO GEOTECNICO, GRUPO 3 Y 4 DE CONTRATACIÓN CONTRATO CT

(1)

MODERNIZACIÓN Y REPOSICIÓN DE LAS REDES DE ACUEDUCTO Y

ALCANTARILLADO EN EL SECTOR DENOMINADO CENTRO

PARRILLA Y CIRCUITO ORFELINATO Y OBRAS COMPLEMENTARIAS

EN REDES DE ENERGÍA, TELECOMUNICACIONES Y

RECONSTRUCCIÓN DE ANDENES

CONTRATO CT-2011-000533

INFORME DE DISEÑO GEOTECNICO,

GRUPO 3 Y 4 DE CONTRATACIÓN

(2)

TABLA DE CONTENIDO

LISTA DE DISTRIBUCIÓN ... ERROR! BOOKMARK NOT DEFINED. ÍNDICE DE MODIFICACIONES ... ERROR! BOOKMARK NOT DEFINED. ESTADO DE REVISIÓN Y APROBACIÓN ... ERROR! BOOKMARK NOT DEFINED.

LISTA DE FIGURAS ... 4 LISTA DE TABLAS ... 7 LISTA DE ANEXOS ... 9 0. INTRODUCCIÓN ...10 1. OBJETIVO Y ALCANCES ...13 1.1 OBJETIVO ...13 1.2 ALCANCE ...13 1.3 ANTECEDENTES ...13

2. METODOLOGÍA Y CRITERIOS DE DISEÑO ...15

2.1 INVESTIGACIONESGEOTÉCNICAS ...15

2.1.1 Suelos cohesivos ...15

2.1.2 Suelos granulares ...16

2.1.3 Material rocoso ...16

2.1.4 Consideraciones particulares ...16

2.2 DEFINICIÓNDEPARÁMETROSGEOTÉCNICOS ...17

2.2.1 Parámetros de resistencia y deformación a partir de ensayos de laboratorio ...17

2.2.2 Parámetros de resistencia y deformación a partir de correlaciones empíricas ...18

2.2.3 Módulo de deformación ...22

2.3 METODOLOGÍASDEDISEÑO ...25

2.3.1 Consideraciones generales ...25

2.3.2 Estabilidad de excavaciones y taludes de corte ...25

2.3.3 Capacidad Portante ...32

2.3.4 Asentamientos ...32

2.3.5 Módulo de Balasto ...34

2.3.6 Cimentación y rellenos de las tuberías ...35

3. INVESTIGACIONES GEOTECNICAS ...55 4. CARACTERIZACIÓN GEOTECNICA ...59 4.1 ZONIFICACIÓN ...59 4.1.1 Zona 1 ...63 4.1.2 Zona 2 ...63 4.1.3 Zona 3 ...64 4.2 ESTRATIFICACIÓN ...68 4.2.1 Zona geotécnica 1 ...69 4.2.2 Zona geotécnica 2 ...72 4.2.3 Zona geotécnica 3 ...75 4.2.4 Zona geotécnica 4 ...78

(3)

4.2.5 Zona geotécnica 5a ...81

4.2.6 Zona geotécnica 5b ...85

4.3 PARÁMETROSGEOTÉCNICOSDEDISEÑO ...88

5. DISEÑOS GEOTECNICOS ...89

5.1 TALUDESDECORTE ...89

5.1.1 Geometría zanja ...89

5.1.2 Cargas consideradas en el diseño ...91

5.1.3 Sismicidad ...93

5.1.4 Comportamiento de los materiales ...94

5.1.5 Agua en la excavación ...95

5.1.6 Resultados del análisis ...96

5.2 DISEÑOCIMENTACIÓNPARATUBERIAS ...100

5.2.1 Tipología de cimentación ...100

5.2.2 Tipología material de relleno ...108

5.2.3 Diseño cimentación tuberías ...108

5.2.4 Análisis de capacidad portante ...109

5.2.5 Módulos de reacción de la subrasante ...109

5.2.6 Análisis de compresibilidad ...109

5.2.7 Potencial de expansión ...111

5.2.8 Proceso constructivo ...114

6. CANTIDADES DE OBRA ... ERROR! BOOKMARK NOT DEFINED. 7. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES ...124

7.1 CARACTERIZACIÓNGEOTÉCNICA ...124

7.2 TALUDES ...124

7.3 REUTILIZACIÓNMATERIALDEEXCAVACIÓN ...125

7.4 CIMENTACIÓNTUBERÍAS ...125

7.5 RECOMENDACIONESGENERALES ...125

8. REFERENCIAS ...127

(4)

LISTA DE FIGURAS

Figura 0.1 Localización general del proyecto Centro Parrilla. ...11

Figura 2.1 Correlación entre NSPT y qu (Schmertmann, 1975) ...18

Figura 2.2 Relación entre la resistencia al corte no drenada (Su) y el Índice de Liquidez. (Yilmaz, 2000) ...19

Figura 2.3 Relación entre el ángulo de fricción y el Índice de Plasticidad de suelos cohesivos (U. S. Army Corp of Engineers) ...21

Figura 2.4 Intervalos de valores del módulo de elasticidad (Es) para diferentes suelos ...24

Figura 2.5 Modelo de falla por levantamiento de fondo ...26

Figura 2.6 Influencia de la infiltración sobre la estabilidad de excavaciones con tablestacas (US Department of the Navy,1971) ...27

Figura 2.7 Modelo de falla por levantamiento de fondo ...28

Figura 2.8 Diagramas aparentes de presión para cortes en distintos tipos de suelo ...29

Figura 2.9 Diagramas de presión neta y ley de momentos sobre una tablestaca ...30

Figura 2.10 Correlaciones empíricas para estimar la profundidad de empotramiento (D) ...31

Figura 2.11 Semiespacio de Winkler ...35

Figura 2.12 Modelo de interacción estructura-terreno de Winkler ...35

Figura 2.13 Tubería flexible enterrada en una zanja ...36

Figura 2.14 Carga de prisma sobre la tubería ...37

Figura 2.15 Proporcionalidad de la carga de acuerdo a la teoría de Marston ...37

Figura 2.16 Carga vehicular de eje doble (tándem) superpuestas sobre tubo flexible ...40

Figura 2.17 Base de la derivación de la fórmula de Spangler (Fórmula de lowa) ...43

Figura 2.18 Rigidez del tubo. ...45

Figura 2.19 Modelo para la variación del diámetro horizontal. ...46

Figura 2.20 Abolladura localizada de pared ...48

Figura 2.21 Factor de reducción C para el cálculo de la presión crítica de pandeo...49

Figura 2.22 Tubo enterrado bajo la acción del agua subterránea ...51

Figura 2.23 Coeficiente de penetración αD ...51

Figura 2.24 Falla de la pared ...53

Figura 3.1 Localización investigación geotécnica Sector 1 ...56

Figura 3.2 Localización investigación geotécnica Sector 2 ... Error! Bookmark not defined. Figura 4.1 Microzonificación sísmica del sector Centro Parrilla (Medellín) ...59

(5)

Figura 4.2 Representación gráfica de la w (%) y el IP (%) frente a la profundidad en la Zona 1 ...60

Figura 4.3 Representación gráfica de SPT frente a la profundidad en las Zonas 1 y 2 ...62

Figura 4.4 Representación gráfica de SPT frente a la profundidad en las Zona Geotécnica 1 ...63

Figura 4.5 Representación gráfica de SPT frente a la profundidad en las Zona Geotécnica 2 ...64

Figura 4.6 Representación gráfica de SPT frente a la profundidad en las Zonas Geotécnica 3, 4 y 5 ...65

Figura 4.7 Representación gráfica de IP frente a la profundidad en la Zona Geotécnica 5 ...66

Figura 4.8 Representación gráfica de IP frente a la profundidad en las Zonas Geotécnicas 5a y 5b ...67

Figura 4.9 Zonificación geotécnica ...68

Figura 4.10 Zona geotécnica 1 ...69

Figura 4.11 Representación gráfica de w (%), Finos (%), IP (%) y densidad húmeda frente a la profundidad en la Zona geotécnica 1 ...70

Figura 4.12 Representación gráfica del SPT frente a la profundidad en la Zona geotécnica 1 ...71

Figura 4.17 Representación gráfica de w (%), finos (%), IP (%) y densidad húmeda frente a la profundidad en la Zona geotécnica 3 ...76

Figura 4.22 Zona geotécnica 5a ...81

Figura 4.23 Representación gráfica de w (%), finos (%), IP (%) y densidad húmeda frente a la profundidad en la Zona geotécnica 5a ...82

Figura 4.24 Representación gráfica del SPT frente a la profundidad en la Zona geotécnica 5a ...83

Figura 4.25 Zona geotécnica 5b ...85

Figura 4.26 Representación gráfica de w (%), finos (%), IP (%) y densidad húmeda frente a la profundidad en la Zona geotécnica 5a ...86

Figura 4.27 Representación gráfica del SPT frente a la profundidad en la Zona geotécnica 5b ...87

Figura 5.1 Análisis de estabilidad para distintas ubicaciones de las cargas ...91

Figura 5.2 Microzonificación sísmica Municipio de Medellín ...94

(6)

Figura 5.4 Cimentación TIPO 1...100

Figura 5.10 Cimentación CLASE A-1 ...103

Figura 5.14 Cimentación CLASE B-1 ...105

Figura 5.17 Cimentación CLASE C-1 ...107

Figura 5.18 Esquema de encamisados de protección ...107

Figura 5.19 Proceso constructivo ...116 Figura 6.1 Reposición de pavimento ... Error! Bookmark not defined.

(7)

LISTA DE TABLAS

Tabla 2.1 Cantidad de perforaciones y barrenos ...15

Tabla 2.2 Correlación empírica para estimar la resistencia al corte no drenada (Su)...19

Tabla 2.3 Correlaciones empíricas para estimar el ángulo de fricción de suelos granulares a partir del ensayo SPT. ...19

Tabla 2.4 Parámetros geotécnicos normalizados de suelos arenosos (norma rusa SNiP II- 15-74 Cimentaciones de edificios y estructuras, Gosstroy URSS, Moscú, 1975). ...20

Tabla 2.5 Parámetros geotécnicos normalizados de sedimentos arcillosos cuaternarios (norma rusa SNiP II-15-74 Cimentaciones de edificios y estructuras, Gosstroy URSS, Moscú, 1975) ...21

Tabla 2.6 Correlaciones empíricas para estimar el módulo de Young (E) en suelos granulares a partir del ensayo SPT ...23

Tabla 2.7 Correlaciones empíricas para estimar Cc y Cr ...24

Tabla 2.8 Factores de seguridad básicos mínimos directos ...25

Tabla 2.9 Correlaciones empíricas para estimar la profundidad de empotramiento (D) ...31

Tabla 2.10 Ecuaciones para el cálculo de asentamientos por consolidación ...34

Tabla 2.11 Valores máximos de asentamientos diferenciales (NSR-10, numeral H.4.9.3) ...34

Tabla 2.12 Condiciones límites para verificación ...36

Tabla 2.13 Pesos unitarios coeficientes activo de Rankine y coeficiente de fricción para diferentes tipos de suelo. ...38

Tabla 2.14 Cargas máximas por eje (kg) según el Ministerio de Transporte e lnvías ...39

Tabla 2.15 Factor de impacto Vs altura del recubrimiento del tubo ...41

Tabla 2.16 Constante de encamado k ...44

Tabla 2.17 Factor de soporte Fm ...47

Tabla 2.18 Tipos de suelo ...53

Tabla 3.1 Investigaciones geotécnicas Sector 1 ...57

Tabla 3.2 Investigaciones geotécnicas Sector 2 ... Error! Bookmark not defined. Tabla 3.4 Ensayos de laboratorio Sector 1 ...58

Tabla 3.5 Ensayos de laboratorio Sector 2 ... Error! Bookmark not defined. Tabla 4.1 Estratificación Zona geotécnica N° 1 ...71

Tabla 4.2 Estratificación zona geotécnica N° 2 ...74

Tabla 4.3 Estratificación Zona geotécnica N° 3 ...77

Tabla 4.4 Estratificación Zona geotécnica N° 4 ...80

(8)

Tabla 4.6 Ensayos sobre material rocoso en la zona geotécnica No 5a ...84

Tabla 4.7 Estratificación Zona geotécnica N° 5b ...87

Tabla 4.8 Parámetros de resistencia empleados en los análisis de estabilidad y diseño de cimentaciones para tuberías ...88

Tabla 5.1 Diámetros máximos por zona geotécnica ...90

Tabla 5.2 Ancho de zanja en función del diámetro de la tubería (EPM) ...90

Tabla 5.3 Ancho de zanja definido para cada Zona Geotécnica ...91

Tabla 5.4 Ancho de zanja definido para cada Zona geotécnica ...92

Tabla 5.5 Factores de seguridad básicos mínimos directos ...93

Tabla 5.6 Resultados ensayos de permeabilidad ...95

Tabla 5.7 Factores de seguridad para profundidad de zanja de 1,5 m ...97

Tabla 5.10 Factores de seguridad. Taludes de corte ...98

Tabla 5.11 Recomendación inclinación taludes de corte ...98

Tabla 5.12 Cumplimiento de la estabilidad del fondo de la excavación ...99

Tabla 5.13 Valores de módulo de reacción de la subrasante E’ ...108

Tabla 5.14 Parámetros de consolidación ...110

Tabla 5.15 Valores típicos de Cc ...110

Tabla 5.16 Clasificación de suelos expansivos NSR-10 ...111

Tabla 5.17 Resultados ensayos expansión controlada ...112

Tabla 5.18 Tensión de preconsolidación y grado de sobreconsolidación (OCR) ...113

Tabla 6.1 Cantidades de obra diseños geotécnicos ... Error! Bookmark not defined. Tabla 7.1 Parámetros de resistencia empleados en los análisis de estabilidad y diseño de cimentaciones para tuberías ...124

(9)

LISTA DE ANEXOS

Anexo F. 1 Informe de investigaciones geotécnicas ...130

Anexo F. 2 Caracterización geotécnica ...131

Anexo F. 3 Cálculo capacidad portante y módulos de reacción ...132

Anexo F. 4 Diseño de cimentaciones para tuberías ...133

(10)

0. INTRODUCCIÓN

El presente documento constituye el informe de diseño geotécnico correspondientes a los trabajos de consultoría que actualmente INGETEC S.A está desarrollando dentro del contrato CT-2011-000533 - DISEÑO CONCEPTUAL Y DETALLADO PARA LA REPOSICIÓN Y OPTIMIZACIÓN DEL SISTEMA DE ALCANTARILLADO DEL SECTOR DENOMINADO CENTRO PARRILLA – GRUPO 1.

La zona de estudio, se encuentra ubicada entre la margen sur de la quebrada Santa Elena, la Calle 38, el Río Medellín y la Carrera 38, en el Centro del Municipio de Medellín. Dentro de este polígono se encuentran los barrios Bomboná, Las Palmas, Colón, Guayaquil, San Benito, Corazón de Jesús, Centro Administrativo, La Alpujarra y Calle nueva. En la Figura 0.1 se presentan los límites del área de estudio y la sectorización planteada desde el punto de vista hidráulico en el diseño conceptual. INGETEC S.A ha preparado el presente documento, el cual contiene los criterios de diseño y las memorias de cálculo respectivas de los diseños geotécnicos para las redes a construir con y sin zanja, correspondientes al denominado Sector 1, el cual comprende los siguientes proyectos de los Grupos 3 y 4 de Contratación: GRUPO 3: 51MED25-07RE-0214 51MED25-02RE-0228 51MED25-02RE-0229 51MED25-04RE-0230 51MED25-03RE-0231 51MED25-06RE-0232 51MED23-02RE-0233 51MED25-04RE-0234 51MED25-04RE-0236 51MED25-04RE-0237 51MED25-04RE-0238 51MED25-04RE-0241 51MED25-02RE-0242 51MED25-03RE-0243 51MED25-09RE-0244 51MED25-02RE-0245 51MED25-03RE-0246 51MED25-03RE-0247 51MED25-02RE-0248 51MED25-03RE-0249 51MED25-03RE-0250 51MED25-02RE-0251 51MED25-04RE-0252 51MED25-04RE-0253 51MED25-04RE-0254 51MED25-04RE-0255 51MED25-03RE-0256 51MED25-03RE-0257 51MED25-03RE-0258 51MED25-03RE-0259 51MED25-03RE-0260 51MED25-02RE-0263 51MED25-03RE-0322 1

(11)

GRUPO 4: 51MED25-07RE-0216 51MED25-06RE-0220 51MED25-03RE-0221 51MED25-07RE-0222 51MED25-09RE-0223 51MED25-03RE-0224 51MED23-02RE-0225 51MED23-02RE-0226 51MED23-06RE-0227 51MED25-03RE-0261 51MED25-03RE-0262 51MED23-04RE-0321

Figura 0.1 Localización general del proyecto Centro Parrilla.

En cada uno de los sectores se adelantaron trabajos de exploración geotécnica a partir de la cual se estructuró el contenido del presente informe.

El informe se compone de las siguientes secciones:

Capítulo 0: Incluye la introducción y una descripción del contenido del informe.

Capítulo 1: Incluye los objetivos y alcances del diseño, y los antecedentes para la ejecución del proyecto.

Capítulo 2: En el cual se presenta la metodología y los criterios de diseño empleados para los diseños geotécnicos.

(12)

Capítulo 4: El cual incluye la caracterización y parámetros geotécnicos de los suelos para cada una de las estructuras del proyecto.

Capítulo 5: En el cual se resumen los resultados del diseño.

Capítulo Error! Reference source not found.: Se presentan las cantidades de obra geotécnicas necesarias para ejecutar los diseños geotécnicos.

Capítulo 7: En el cual se presentan las conclusiones generales del diseño y las recomendaciones constructivas necesarias para ejecutar los diseños geotécnicos.

(13)

1. OBJETIVO Y ALCANCES

1.1 OBJETIVO

Este informe tiene por objeto presentar las recomendaciones geotécnicas para las obras de construcción con zanja del proyecto denominado “DISEÑO CONCEPTUAL Y DETALLADO PARA LA REPOSICIÓN Y OPTIMIZACIÓN DEL ALCANTARILLADO DEL SECTOR DENOMINADO CENTRO PARRILLA – GRUPO 1”.

1.2 ALCANCE

El alcance del diseño geotécnico para la cimentación de tuberías, estabilidad de taludes de corte, cálculo de empujes sobre entibados (donde estos sean requeridos), análisis de capacidad portante para estructuras de alivio y cálculo de módulos de reacción para diseño estructural, contempla las siguientes actividades:

 Investigar detalladamente el comportamiento mecánico de los suelos existentes en la zona de los diseños y las propiedades físico-mecánicas, con el fin de obtener los parámetros geotécnicos necesarios para los diferentes diseños geotécnicos, estructurales e hidráulicos.

 Diseño geotécnico de la estabilidad de los taludes en corte, cálculo de empujes sobre los entibados requeridos, cálculo de capacidad portante y módulos de reacción de las estructuras de alivio existentes en el proyecto.

1.3 ANTECEDENTES

Para el estudio geológico – geotécnico del área de influencia del Proyecto Centro Parrilla se utilizó información primaria como son perforaciones, barrenos, apiques, ensayos de laboratorio y visitas de campo, y se complementó con información secundaria logrando una integración de la información a partir de la experiencia específica de INGETEC S.A en este tipo de trabajos.

A continuación se relacionan los documentos más importantes analizados dentro del desarrollo del estudio geotécnico, los cuales se encuentra a escala 1:10.000 y se enunciada a continuación: [I]. MICROZONIFICACIÓN SISMICA DETALLADA DE LOS MUNICIPIOS DE BARBOSA, GIRARDOTA, COPACABANA, SABANETA, LA ESTRELLA, CALDAS Y ENVIGADO; desarrollado por el Grupo de Sismología de Medellín, conformado por las Empresas Solingral S.A., Integral S.A., Inteinsa S.A., Universidad EAFIT y Universidad Nacional de Colombia - Sede Medellín, en el año de 2006. Este informe contiene una descripción y caracterización geológica-geotécnica, y un conocimiento de la amenaza, vulnerabilidad y riesgo sísmico regional y local de los municipios que conforman el área metropolitana del Valle de Aburrá, incluyendo la Ciudad de Medellín.

[II]. INSTRUMENTACIÓN Y MICROZONIFICACIÓN SÍSMICA DEL ÁREA URBANA DE MEDELLÍN; desarrollado por la Universidad EAFIT para el Sistema Municipal para la Prevención y Atención de Desastres (SIMPAD) de la Alcaldía de Medellín, en el año de 1999. Este informe establece un reconocimiento de las condiciones geológicas, geotécnicas y sísmicas específicas de la Ciudad de Medellín y define una normativa local para el diseño sismoresistente de estructuras.

(14)

[III]. CARTOGRAFÍA Y CARACTERIZACIÓN DE LAS UNIDADES GEOLÓGICAS DE LA ZONA URBANA DE MEDELLÍN; Tesis Universidad Nacional de Colombia – Sede Medellín, desarrollada en el año de 1999. Este informe contiene una caracterización geológica, tectónica y geomorfológica del área urbana de la Ciudad de Medellín.

[IV]. ESTUDIO DE LA AMENAZA, ZONIFICACIÓN GEOTÉCNICA, VULNERABILIDAD Y RIESGO SÍSMICO PARA MEDELLÍN; realizado en 1994 por la Universidad EAFIT para el Municipio de Medellín, financiado por el Programa de las Naciones Unidas para el Desarrollo. [V]. AMENAZA, VULNERABILIDAD Y RIESGO POR MOVIMIENTOS EN MASA, AVENIDAS TORRENCIALES E INUNDACIONES EN EL VALLE DE ABURRÁ; desarrollado por convenio entre la Universidad Nacional de Colombia Sede Medellín, el Área Metropolitana del Valle de Aburrá, Corantioquia y el Municipio de Envigado, en el año de 2009. Este informe establece una zonificación de la amenaza por movimientos en masa e inundaciones en el Área Metropolitana del Valle de Aburrá.

[VI]. DISEÑO DEL SISTEMA METROPOLITANO PARA LA PREVENCIÓN, ATENCIÓN Y RECUPERACIÓN DE DESASTRES DEL VALLE DE ABURRÁ; Desarrollado por el Consocio INGETEC S.A. e Ingeniería y Georiesgos Ltda, en el año de 2007.

[VII]. INFORME DE DIAGNOSTICO GEOTÉCNICO FASE I, DISEÑO CONCEPTUAL Y DETALLADO PARA LA REPOSICIÓN Y OPTIMIZACIÓN DEL SISTEMA DE ALCANTARILLADO DEL SECTOR DENOMINADO CENTRO PARRILLA – GRUPO 1; Desarrollado por INGETEC S.A., en el año de 2012.

[VIII]. INVESTIGACIONES PARA EL ESTUDIO DEL TREN METROPOLITANO, realizado por FUNDAR Ltda Ingeniería de Suelos y Fundaciones, en el año 1986.

(15)

2. METODOLOGÍA Y CRITERIOS DE DISEÑO

A continuación se presenta la metodología de análisis empleada para la caracterización geotécnica, el diseño de la estabilidad de los taludes, el diseño de las cimentaciones de las tuberías y cálculo de los parámetros geotécnicos requeridos en el diseño de las estructuras de concreto.

2.1 INVESTIGACIONES GEOTÉCNICAS

Para la caracterización y diseño geotécnico de las estructuras previstas se ejecutaron 130 investigaciones geotécnicas, que incluyen perforaciones y barrenos, distribuidas dentro de la zona de estudio como lo muestra la Tabla 2.1. Posteriormente, sobre las muestras recuperadas se efectuaron ensayos de identificación, clasificación, resistencia al corte y compresibilidad.

Tabla 2.1 Cantidad de perforaciones y barrenos

SECTOR CANTIDAD

1 36

En el Sector 1, se adicionaron 2 perforaciones a las previstas inicialmente, estas se ejecutaron para el estudio del cruce subfluvial situado en el extremo nor-oriental de dicho sector. Estas perforaciones son denominadas S1-001-41 y S1-001-42, y alcanzaron una profundidad de 20 m en ambos casos.

A continuación se presentan los criterios que se establecieron para la ejecución de los ensayos de laboratorio sobre las muestras recuperadas en campo.

2.1.1 Suelos cohesivos

En suelos de carácter cohesivo se practicaron ensayos de clasificación y de resistencia cada 1,5 m y cada 3,0 m de profundidad, respectivamente, siempre y cuando la calidad de las muestras permitiera la ejecución de los ensayos con la calidad suficiente.

Estos ensayos se describen detalladamente a continuación:

Ensayos de Clasificación:  Humedad Natural  Límites de Atterberg  Peso Unitario Ensayos de resistencia:  Compresión inconfinada. 1

(16)

 Corte directo

 Ensayo triaxial (CD)

Los ensayos de compresión inconfinada se programaron cada 1,5 m de profundidad y se solicitó un triaxial o un corte directo cada 3,0 m de profundidad, previa verificación de la calidad de las muestras y la variabilidad del material con respecto a perforaciones cercanas. En algunos casos a pesar que la muestra se observó con una buena calidad para los ensayos solicitados, estos no pudieron realizarse ya que el laboratorio descartó las muestras por ser insuficientes o evaluarlas como de baja calidad.

Para el caso de suelos cohesivos con contenidos de gravas y/o arenas, se realizaron ensayos de granulometría cada 1,5 m.

2.1.2 Suelos granulares

Para suelos granulares se ejecutaron ensayos cada 1,5 m de profundidad: Ensayos de Clasificación:

 Humedad Natural

 Peso Unitario

 Granulometría

El ensayo de humedad natural se hizo en los casos en que las muestras presentaban contenido de limos.

El ensayo de peso unitario se hizo solamente en aquellos casos en que se logró obtener un núcleo de material granular (suelo granular parcialmente saturado que tenga una alta succión).

2.1.3 Material rocoso

Para el material rocoso se ejecutaron ensayos de compresión simple uniaxial en todos los núcleos recuperados aptos para ser ensayados, obteniéndose un promedio de un ensayo cada 1,5 a 2,0 m, aproximadamente.

2.1.4 Consideraciones particulares

Para el caso de estratos cohesivos menores a 3,0 m, los ensayos solicitados fueron los mismos que los citados anteriormente de forma general paras suelos cohesivos. De igual forma, en el caso de estratos granulares menores a 1,5 m, se solicitaron los ensayos definidos para suelos granulares y se siguieron los mismos criterios en cuanto a su realización.

En consideración a las dificultades identificadas en la obtención de muestras suficientes para ejecución de ensayos triaxiales en el proyecto, se requirió plantear un procedimiento para obtener parámetros de resistencia drenados en la prueba triaxial a partir de las escasas muestras existentes y se decidió utilizar el ensayo triaxial multietapa para suelos.

Es importante tener en cuenta que el ensayo triaxial multietapa es válido para materiales que muestran un comportamiento contráctil o de endurecimiento por deformación, y por esta razón es importante hacer un seguimiento de las curvas de esfuerzo-deformación durante la ejecución del

(17)

ensayo para tomar medidas en caso que se observe un comportamiento dilatante para los esfuerzos de confinamiento bajos.

En términos generales, el procedimiento del ensayo es similar al de la prueba triaxial drenada convencional, sin embargo, el procedimiento multietapa permite emplear una única muestra para estimar los parámetros de resistencia para diferentes esfuerzos de confinamiento.

Teniendo en cuenta que se requiere obtener la resistencia del material para diferentes confinamientos, el procedimiento consiste en llevar dos de los tres puntos del triaxial (los de menor confinamiento) hasta un nivel de deformación que permita movilizar solo una fracción de la resistencia del material, para estos niveles de esfuerzo el valor de esfuerzo en la falla se obtendrá empleando el Modelo hiperbólico. Finalmente, para el mayor esfuerzo de confinamiento la muestra se lleva a la falla siguiendo el procedimiento convencional.

A continuación se presentan los lineamientos para las condiciones particulares del ensayo multietapa, los cuales deberán seguirse en los casos en que el tamaño de muestra no permite la obtención de tres probetas para ejecución del ensayo triaxial drenado convencional.

1. Los esfuerzos de confinamiento deberán definirse de tal forma que cada uno sea el doble del empleado en la etapa anterior, es decir:

𝜎3_𝑛+1= 2 ∗ 𝜎3_𝑛

2. Una vez se haya consolidado la muestra, se iniciará la etapa de falla y se llevará hasta registrar una deformación unitaria axial del 2,0%.

3. Se dará inicio a la nueva etapa de carga incrementando el esfuerzo de cámara hasta el siguiente esfuerzo de confinamiento. El siguiente paso se inicia una vez se termine la etapa de consolidación.

4. La etapa de falla se llevará nuevamente hasta un 2,0% de deformación axial. 5. Idéntico al paso 3

6. El último punto del ensayo triaxial se llevará hasta alcanzar el cortante en la falla

7. Una vez se termine la prueba, a partir de los datos numéricos de las curvas esfuerzo-deformación se estimarán los esfuerzos últimos para los anteriores puntos 2 y 4. Con base en esta información, se podrá presentar la envolvente de resistencia del ensayo.

2.2 DEFINICIÓN DE PARÁMETROS GEOTÉCNICOS

Los parámetros de resistencia y deformación, se determinan con base en los resultados obtenidos en los ensayos de campo y de laboratorio. Complementariamente, se emplean correlaciones empíricas para verificar y complementar los datos obtenidos en los ensayos de laboratorio. Estas correlaciones se basan en los resultados de ensayo de penetración estándar (SPT) y en las propiedades índices de los suelos. A continuación se describen las metodologías para establecer los parámetros de resistencia y deformación de los suelos.

2.2.1 Parámetros de resistencia y deformación a partir de ensayos de laboratorio

(18)

Se estima a partir de los ensayos de compresión inconfinada sobre muestras de suelos inalteradas. El módulo de deformación se determina directamente de la curva esfuerzo-deformación unitaria construida a partir de las mediciones realizadas en el ensayo.

2.2.1.2 Resistencia drenada y deformación de suelos cohesivos y granulares

Se caracteriza mediante los parámetros de ángulo de resistencia al corte efectivo (’) e intercepto de cohesión efectivo (c’), los cuales se obtienen a partir de ensayos de corte directo (CD) y triaxiales consolidados drenados (CD) y sobre muestras inalteradas de suelo.

2.2.1.3 Resistencia a compresión simple del material rocoso

Se estima la resistencia de la roca intacta (ci) a partir del ensayo de resistencia a compresión

simple uniaxial sobre los núcleos de roca recuperados en las perforaciones.

2.2.2 Parámetros de resistencia y deformación a partir de correlaciones empíricas

2.2.2.1 Resistencia al corte no drenada

La resistencia al corte no drenada (Su) de los suelos cohesivos se determina a partir de la correlación empírica propuesta por Schmertmann (1975) entre la resistencia a la compresión inconfinada (qu) y el número de golpes por pie (N) obtenido a partir del ensayo de penetración

estándar (SPT). La resistencia al corte no drenada (Su), se calcula como la mitad de qu. Esta

correlación se presenta en la Figura 2.1.

Figura 2.1 Correlación entre NSPT y qu (Schmertmann, 1975)

La correlación propuesta por Schmertmann no se recomienda para valores de SPT superiores a los 30 golpes porque proporciona resultados excesivamente elevados y por ello, se consideraron adicionalmente otras correlaciones, como las propuestas por Hara o Stroud, que se muestran en la Tabla 2.2.

1

(19)

Tabla 2.2 Correlación empírica para estimar la resistencia al corte no drenada (Su)

Correlación Referencia

29 N600,72 Hara et al, 1971

4,4 N60 Stroud, 1974

De igual forma, cuando se cuentan con valores de ensayos de clasificación y límites de consistencia en materiales finos, se emplea la correlación propuesta por Yilmaz (2000) en la que mediante el valor del índice de liquidez (IL), se puede hacer un estimativo de la resistencia no drenada (Su). La gráfica y la ecuación de correlación se presentan en la Figura 2.2.

Figura 2.2 Relación entre la resistencia al corte no drenada (Su) y el Índice de Liquidez. (Yilmaz, 2000)

2.2.2.2 Resistencia al corte drenada de suelos granulares

El ángulo de resistencia efectivo para suelos granulares se determina de acuerdo con los resultados del ensayo de penetración estándar, basados en las correlaciones de Meyerhof (1965), Peck, Hanson y Thornburn (1974), Schmertmann (1975) y Hatanaka y Uchida (1996), tal como se presenta en la Tabla 2.3.

Tabla 2.3 Correlaciones empíricas para estimar el ángulo de fricción de suelos granulares a partir del ensayo SPT.

REFERENCIA CORRELACIÓN

(20)

REFERENCIA CORRELACIÓN Peck, Hanson & Thornburn, 1974 27,1+0,30N60-0,00054(N60)2

Schmertmann, 1975 34 , 0 0 1 ' 3 , 20 2 , 12 tan                       a p N  Hatanaka & Uchida, 1996 20N6020

Así mismo, para suelos arenosos puede emplearse la normativa rusa de caracterización de depósitos cuaternarios (SNiP II-15-74, 1975) presentada en la Tabla 2.4.

Tabla 2.4 Parámetros geotécnicos normalizados de suelos arenosos (norma rusa SNiP II- 15-74 Cimentaciones de edificios y estructuras, Gosstroy URSS, Moscú, 1975).

TIPO PARÁMETRO

VALORES CARACTERÍSTICOS PARA UN ÍNDICE DE POROS e

0,45 0,55 0,65 0,75

Arenas con grava

c 0,02 0,01 - -  43,00 40,00 38,00 - E 500,00 400,00 300,00 - Arenas medias c 0,03 0,02 0,01 -  40,00 38,00 35,00 - E 500,00 400,00 300,00 - Arenas finas c 0,06 0,04 0,02 -  38,00 36,00 32,00 28,00 E 480,00 380,00 280,00 180,00 Arenas limosas c 0,08 0,06 0,04 0,02  36,00 34,00 30,00 26,00 E 390,00 230,00 180,00 110,00

2.2.2.3 Resistencia al corte drenada de suelos cohesivos

La estimación de los parámetros de resistencia drenada para suelos cohesivos puede realizarse mediante las diferentes correlaciones propuestas por diversos autores y presentadas a continuación:

 U.S Army Corp of Engineers: El Cuerpo de Ingenieros de los Estados Unidos sugiere la estimación del ángulo de resistencia (’) a partir del índice de plasticidad (IP) de suelos cohesivos. La estimación se realiza de manera directa mediante la lectura del límite inferior de la Figura 2.3.

(21)

Figura 2.3 Relación entre el ángulo de fricción y el Índice de Plasticidad de suelos cohesivos (U. S. Army Corp of Engineers)

 Normativa Rusa (SNiP II-15-74, 1975): Mediante la normativa rusa de caracterización de depósitos cuaternarios (SNiP II-15-74, 1975) presentada en la Tabla 2.5, es posible estimar el ángulo de resistencia drenado y la cohesión efectiva de los suelos cohesivos de acuerdo con su composición, índice de liquidez y relación de vacíos.

Tabla 2.5 Parámetros geotécnicos normalizados de sedimentos arcillosos cuaternarios (norma rusa SNiP II-15-74 Cimentaciones de edificios y estructuras, Gosstroy URSS,

Moscú, 1975) TI PO p l p L

w

I





PARÁMETRO

VALORES CARACTERÍSTICOS PARA UN ÍNDICE DE POROS e 0,45 0,55 0,65 0,75 0,85 0,95 1,05 Are n o s o

0 

I

L



0 .

25

c’ 0,15 0,11 0,08 - - - - ' 30,00 29,00 27,00 - - - -

75 .

0

25 .

0 

I

_L



c’ 0,13 0,09 0,06 0,03 - - - ' 28,00 26,00 24,00 21,00 - - - L im o s o

25 .

0

0 

I

L



c’ 0,47 0,37 0,31 0,25 0,22 0,19 - ' 26,00 25,00 24,00 23,00 22,00 20,00 -

50 .

0

25 .

0 

I

_L



c’ 0,39 0,34 0,28 0,23 0,18 0,15 - ' 24,00 23,00 22,00 21,00 19,00 17,00 -

75 .

0

50 .

0 

I

_L



c’ - - 0,25 0,20 0,16 0,14 0,12 ' - - 19,00 18,00 16,00 14,00 12,00 Arc ill o s o

25 .

0

0 

I

_L



c’ - 0,81 0,68 0,54 0,47 0,41 0,36 ' - 21,00 20,00 19,00 18,00 16,00 14,00

50 .

0

25 .

0 

I

_L



c’ - - 0,57 0,50 0,43 0,37 0,32 ' - - 18,00 17,00 16,00 14,00 11,00

75 .

0

50 .

0 

I

L



c’ - - 0,45 0,41 0,36 0,33 0,29

(22)

TI PO p l p L

w

I





PARÁMETRO

VALORES CARACTERÍSTICOS PARA UN ÍNDICE DE POROS e

0,45 0,55 0,65 0,75 0,85 0,95 1,05

' - - 15,00 14,00 12,00 10,00 7,00

2.2.2.4 Consideraciones especiales para el uso de correlaciones en la estimación de los resistentes de los suelos

En los suelos encontrados en el área de estudio del presente proyecto, se observa que el empleo de la normativa rusa de caracterización de suelos cuaternarios (SNiP II-15-74, 1975), presenta una sobreestimación sistemática de la cohesión efectiva (c’) y una subestimación del ángulo de fricción (’) respecto a los valores de los mismos parámetros que proporcionan los ensayos de resistencia ejecutados en el laboratorio (Corte Directo y Triaxial). Ante esta situación resulta necesaria la realización de un ajuste de la correlación a partir de los datos proporcionados por los ensayos de resistencia efectuados en el laboratorio.

Tras realizar la zonificación geotécnica y la caracterización de los estratos de suelo presentes en cada zona, existen estratos sin información de ensayos de resistencia. En estos casos, la metodología empleada ha seguido los siguientes criterios, en orden de prioridad:

1. Se estudia si existe otro estrato con características similares del terreno, como son los valores de humedad natural (), contenido de finos, peso unitario () o índice de plasticidad (IP) y que disponga de ensayos de resistencia. Si se cumple esta condición, se adoptan los parámetros resistentes de dicho estrato.

2. En caso de no verificarse el punto anterior, se estiman los parámetros resistentes del suelo mediante la citada anteriormente, normativa rusa, pero con la aplicación previa de un ajuste para los suelos encontrados en este proyecto en particular.

Para el ajuste de la correlación se ha realizado un análisis estadístico con los valores del ángulo de resistencia drenado y la cohesión efectiva estimados mediante la normativa rusa y los valores obtenidos en los ensayos de laboratorio para las mismas muestras.

Los resultados de este análisis han permitido obtener un factor de corrección que ajuste los valores estimados mediante la normativa rusa a los valores obtenidos en los ensayos de laboratorio. Las siguientes expresiones muestran el factor de corrección deducido en cada caso:

c’Laboratorio = 0,43 c’NormativaRusa ’Laboratorio = 2,05 ’NormativaRusa

Estas relaciones se han obtenido exclusivamente para los suelos encontrados en el área de estudio y no son extrapolables para otros tipos de suelos, con distintas características.

2.2.2.5 Consideraciones especiales en la estimación de parámetros resistentes

Las correlaciones anteriormente presentadas hacen referencia a suelos puramente cohesivos o granulares. En el caso de suelos que combinan ambos componentes, hecho que ocurre en la mayoría de las ocasiones, se recomienda el análisis desde ambos puntos de vista, obteniendo unos parámetros intermedios entre las correlaciones.

(23)

2.2.3 Módulo de deformación

El módulo de deformabilidad de Young en suelos cohesivos se estimó, en primera instancia, con las curvas de carga registradas en los ensayos de compresión inconfinada, y en otras ocasiones, con las siguientes correlaciones empíricas (Bowles 1996):

𝐸𝑠= (200 𝑎 500) ∗ 𝑆𝑢 Para arcilla sensitiva normalmente consolidada

𝐸𝑠= (750 𝑎 1200) ∗ 𝑆𝑢 Para arcilla no sensitiva normalmente consolidada y arcilla ligeramente sobreconsolidada

𝐸𝑠= (1500 𝑎 2000) ∗ 𝑆𝑢 Para arcilla altamente sobreconsolidada

Dónde:

Es: Módulo de Young (kN/m2)

Su: Resistencia a la compresión no drenada (kN/m2)

El módulo de Young en suelos granulares se estimó empleando las correlaciones que se presentan en la Tabla 2.6.

Tabla 2.6 Correlaciones empíricas para estimar el módulo de Young (E) en suelos granulares a partir del ensayo SPT

TIPO DE SUELO CORRELACIÓN (kPa) REFERENCIA

Gravas 600 (N+6) N ≤ 15

600 (N+6)+2000 N > 15 Bowles, 1996

Arenas saturadas 250 (N+15) Bowles, 1996

Arenas (Normalmente consolidadas) 500 (N+15) Bowles, 1996

Arenas 8 N60 100 Schmertmann, 1973

Los módulos obtenidos mediante las ecuaciones de correlación presentadas anteriormente, son comparados con los intervalos de valores típicos de Es de acuerdo al tipo de suelo reportado por

Bowles (1986, Figura 2.4). 1

(24)

Figura 2.4 Intervalos de valores del módulo de elasticidad (Es) para diferentes suelos

Los valores de índice de compresión virgen (Cc) e índice de recompresión (Cr) empleados en el cálculo de los asentamientos por consolidación, se estimaron a partir de correlaciones en función de propiedades índice propuestas por los autores relacionados en la Tabla 2.7.

Tabla 2.7 Correlaciones empíricas para estimar Cc y Cr

AUTOR ECUACIÓN DE CORRELACIÓN

Dónde:

wL: Límite líquido e0: Relación de vacíos wL: Humedad natural

(25)

sat: Peso unitario saturado

dry: Peso unitario seco

IP: Índice de plasticidad CP: Porcentaje de arcilla Gs: Peso específico del suelo

Adicionalmente a las anteriores correlaciones, según lo indicado por Bowles, el índice de recompresión puede estimarse como el 10% del índice de compresión Cc.

2.3 METODOLOGÍAS DE DISEÑO

2.3.1 Consideraciones generales

Para el desarrollo de los diseños geotécnicos, se tuvieron en cuenta las recomendaciones descritas en el Capítulo G2 “Aspectos Geotécnicos” de la Resolución 1096 del 17 de Noviembre de 2000 por la cual se adopta el Reglamento Técnico para el sector de Agua Potable y Saneamiento Básico – RAS-2000. Este documento incluye entre otros lineamientos los descritos a continuación:

 Estudio Geotécnico: Definiciones, tipo y alcance

 Investigación del Subsuelo: Clasificación de las excavaciones, ensayos de campo y laboratorio

 Diseño Geotécnico: Seguridad ante la falla, pérdida de capacidad de servicio y drenajes

 Rellenos y compactación de zanjas.

2.3.2 Estabilidad de excavaciones y taludes de corte

La evaluación de la estabilidad general de los taludes de excavación se realizó mediante el método de Spencer en el programa Slide 5.0 ®. El factor de seguridad básico se define como la relación entre los esfuerzos resistentes y los esfuerzos cortantes actuantes. De acuerdo con el Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-10 en su Capítulo H.2 Definiciones, los factores de seguridad básicos mínimos directos son los presentados en la Tabla 2.8.

Tabla 2.8 Factores de seguridad básicos mínimos directos

CONDICIÓN FSB MÍNIMO

DISEÑO CONSTRUCCIÓN

Taludes – condición estática y agua subterránea normal. 1,50 1,25

Taludes – condición seudo-estática con agua subterránea

normal y coeficiente sísmico de diseño. 1,05 1,00(*)

(*) Nota: Los parámetros sísmicos seudo estáticos de construcción serán el 50% de los de diseño. (Fuente: Reglamento colombiano de construcción sismo resistente NSR-10).

Adicionalmente al análisis de la estabilidad de los taludes de excavación, se estudia la posibilidad de ocurrencia de una falla de fondo en la excavación para terrenos cohesivos y se obtiene un factor de seguridad para este fenómeno, mediante el empleo de la siguiente formulación, propuesta por Bjerrum y Eide (1956):

(26)

H

cN

FS

C





Dónde:

FS: factor de seguridad frente al levantamiento de fondo. Se recomienda un factor de seguridad FS ≥ 1,5.

c: cohesión en condiciones no drenadas

Nc: factor de capacidad de carga, que adopta el siguiente valor, en función de las razones

L/B y H/B:

a. B/L = 0 (cortes infinitamente largos): i. Si H/B = 0  Nc = 5,14 ii. Si H/B ≥ 4  Nc = 7,60 b. B/L = 1 (cortes cuadrados): i. Si H/B = 0  Nc = 6,3 ii. Si H/B ≥ 4  Nc = 9,0 c. 0 < B/L < 1 (cortes rectangulares):

)

16 .

0

84 .

0 (

) ( ) tan (

L

B

N

_C_rec _gulo



_C_cuadrado



B: ancho de la zanja

L: longitud del tramo de zanja abierto (se estima una longitud de zanja abierta teniendo en cuenta la longitud de los tramos de tubería, la distancia para unión con el tramo anterior, una distancia para colocación y manejo de la tubería y la inclinación del frente de la excavación y del talud de llenado, de acuerdo con el proceso constructivo definido)

H: profundidad de la zanja

(27)

Figura 2.5 Modelo de falla por levantamiento de fondo

Puesto que el análisis se realiza para excavaciones temporales, se adoptan parámetros no drenados del suelo y debido a los elevados valores de cohesión no drenada (Su), no se espera que

se produzcan fallas de fondo en los suelos cohesivos.

En el caso de los terrenos granulares, concretamente en arenas, generalmente el fondo de la excavación es estable, pero en caso de que exista nivel freático dentro de la excavación y sea necesario desaguarse, debe revisarse el factor de seguridad contra tubificación. El fondo de la excavación es estable siempre y cuando, el nivel de agua dentro de la excavación sea mayor al nivel freático.

Este fenómeno se puede evitar mediante el hincado de tablestacas, que cortan el flujo de agua hacia el interior de la excavación. La profundidad mínima de empotramiento de las tablestacas se estima mediante la Figura 2.6.

(28)

Figura 2.6 Influencia de la infiltración sobre la estabilidad de excavaciones con tablestacas (US Department of the Navy,1971)

El significado de las variables de entrada usadas en el gráfico anterior, se muestra en la Figura 2.7, mostrada a continuación:

(29)

Figura 2.7 Modelo de falla por levantamiento de fondo

2.3.2.1 Entibado

En caso de requerirse el uso de entibado, su diseño se realiza en función de los empujes que deben soportar. Para ello, se debe calcular la distribución de esfuerzos horizontales sobre el entibado como suma del empuje de tierras, la carga muerta (edificios), la carga viva (tráfico) y el empuje debido al agua. El entibado escogido debe ser capaz de soportar el valor máximo alcanzado por el esfuerzo total en la profundidad de la zanja. La distribución de esfuerzos en profundidad describe curvas distintas según el tipo de terreno y los niveles de apuntalamientos previstos. El cálculo de los empujes se realizó dependiendo de los niveles de apuntalamiento. Para excavaciones inferiores a 2,50 m se estableció que solamente se requiere un nivel de apuntalamiento y los empujes de tierra corresponderán con un diagrama triangular típico.

Para excavaciones superiores a 2,50 m se estableció que se requieren dos o más niveles de apuntalamiento y los empujes de tierra se calcularon con diagramas aparentes, como los presentados a continuación en la Figura 2.8.

(30)

Figura 2.8 Diagramas aparentes de presión para cortes en distintos tipos de suelo

Dónde:

: peso unitario del terreno H: altura de corte

Ka: coeficiente de presión activa de Rankine (tan2(45°- /2)

El diagrama de la izquierda corresponde a la envolvente de presión aparente para cortes en arena según Peck (1969). El diagrama central muestra la envolvente de presión aparente para cortes en arcillas blandas y medias, mientras que el diagrama situado a la derecha representa la envolvente de presión aparente para cortes en arcillas firmes, según Peck (1969).

2.3.2.2 Tablestacado

Cuando el terreno presenta una cohesión reducida y con permeabilidad alta, el flujo de agua puede arrastrar las partículas del suelo hacia el interior de la excavación, incluso por debajo del entibado, dando lugar a inestabilidades en paredes y fondo de la zanja. En este caso, se debe recurrir al uso de tablestacas, que profundizan bajo el fondo de la excavación e interrumpen el flujo de agua. Para el cálculo del tablestacado se debe comprobar la estabilidad de la tablestaca y verificar el perfil metálico a emplear.

(31)

La primera comprobación, referente a la estabilidad, consiste en el análisis de la relación entre el momento equilibrante producido por el empuje pasivo en el lado de la excavación, y el momento desequilibrante, producido por el empuje activo de las tierras que soporta el tablestacado. Se incluye la longitud de empotramiento de la tablestaca.

Se realiza el cálculo de la estabilidad de la tablestaca en voladizo considerando el empuje de tierras, el empuje debido al agua y también se incluye una sobrecarga en superficie.

La metodología seguida se representa en la Figura 2.9, aunque sólo se incluye la representación del empuje de tierras y de la presión de agua, pero no el empuje debido a la sobrecarga existente en superficie.

Figura 2.9 Diagramas de presión neta y ley de momentos sobre una tablestaca

En la parte izquierda de la figura (a), se muestra los diagramas de presión neta, mientras que en la parte izquierda de la figura (b), se representa la ley de momentos en la tablestaca y la posición del momento máximo, que servirá para la definición del perfil de la tablestaca.

La profundidad teórica de empotramiento (D) es igual a la suma de las siguientes longitudes: D = L3 + L4

Este valor se incrementa con un factor de FS = 1,2, dando lugar a la longitud de empotramiento real (D’):

D’ = 1,2 D

Finalmente la profundidad total de la tablestaca se obtiene con la siguiente expresión: L = L1 + L2 + 1,2 (L3 + L4) = L1 + L2 + D’

(32)

Respecto al perfil metálico a emplear en la tablestaca, éste puede obtenerse a partir del momento máximo mediante la siguiente fórmula:

adm máx

M

S





Dónde S es el módulo resistente de la sección de la tablestaca por unidad de longitud de la estructura y adm es el esfuerzo admisible a flexión de la tablestaca.

Los resultados obtenidos con la metodología descrita pueden compararse con valores típicos obtenidos de literatura técnica, como los recomendados por Teng (1962) para suelos granulares y que se muestran a continuación en la Tabla 2.9.

Tabla 2.9 Correlaciones empíricas para estimar la profundidad de empotramiento (D) DENSIDAD DEL SUELO PROFUNDIDAD DE EMPOTRAMIENTO (D)

Densa 0,75 H

Medianamente densa 1,00 H

Suelta 1,50 H

Muy suelta 2,00 H

la profundidad de empotramiento (D) en función de la densidad o compacidad del suelo granular, de modo orientativo.

Otra forma de estimar de forma inicial la profundidad de empotramiento es la utilización de gráficos, como el mostrado en la Figura 2.10, que relación el ángulo de fricción (’) con la relación d’/h, siendo h la profundidad de la excavación y d’ la profundidad de empotramiento teórica.

(33)

Esta correlación fue obtenida con un factor de seguridad aplicado sobre KP de FS = 1,5 y un peso

unitario del suelo de 20 kN/m3_.

2.3.3 Capacidad Portante

El cálculo de la capacidad portante admisible para las estructuras de alivio se realizó empleando las ecuaciones propuestas por Vesic y Hansen, y se adoptó un factor de seguridad de tres para determinar la capacidad admisible del suelo.

𝑞𝑢𝑙𝑡= 𝑐𝑁𝑐𝑠𝑐𝑑𝑐𝑖𝑐𝑔𝑐𝑏𝑐+ 𝑞̅𝑁𝑞𝑠𝑞𝑑𝑞𝑖𝑞𝑔𝑞𝑏𝑞+ 0.5𝛾𝐵′𝑁𝛾𝑠𝛾𝑑𝛾𝑖𝛾𝑔𝛾𝑏𝛾 Dónde

c

_{= Cohesión}

q

_{= Esfuerzo efectivo a nivel de fondo de la cimentación}



_{= peso específico del suelo}

B

= Ancho de la cimentación

Nc, Nq, N = Factores de capacidad de carga

Sc, Sq, S= Factores de forma

dc, dq, d = Factores de profundidad

ic, iq, i = Factores debidos a la inclinación de la carga

gc, gq, gFactores debidos a la inclinación de terreno bc, bq, b = Factores debidos a la inclinación de la base

2.3.4 Asentamientos

Los asentamientos se clasifican como inmediatos (elásticos) y por consolidación. Los asentamientos inmediatos son aquellos que toman lugar cuando la carga es aplicada dentro de un periodo de tiempo muy corto. Los asentamientos por consolidación son aquellos dependientes del tiempo y toman meses o años en desarrollarse.

Los análisis de asentamientos inmediatos son usados para todos los suelos granulares, limos y arcillas con un grado de saturación menor al 90% y para todos los suelos de grano grueso con grandes coeficientes de permeabilidad. Los análisis de asentamientos por consolidación son usados para todos los suelos de grano fino saturados o con un grado de saturación mayor al 90%, donde la teoría de consolidación se aplica.

Ambos tipos de análisis de asentamientos son de la forma:

1 i i H i H si

q

h

H

E







 





1 a i n 2.3.4.1 Asentamientos elásticos

Los asentamientos elásticos (Se) de una cimentación superficial apoyada en suelos arcillosos se estiman empleando la siguiente expresión formulada por Harr (1976):



2



0

1

s

Bq

Se

E

 





(34)

Dónde:

s

E

= módulo de elasticidad del suelo

B

_{= ancho del cimiento}

0

q

= carga por unidad de área sobre la superficie cargada



_{= relación de Poisson del suelo}



_{= coeficiente dado en función de L/B}

Los asentamientos elásticos para suelos granulares se estiman empleando la metodología propuesta por Schmertman y Hartman (1968). Las ecuaciones para este análisis son las siguientes:





2 1 2 0 z z e s

I

S

C C q

q

z

E









Dónde: 1

1 0.5

q

C

q





 

_

_







2

1 0.2log

0.1 t

C

 



_



_





z

I _{= factor de influencia de la deformación unitaria}

s

E _{= módulo de elasticidad}

z



= espesor del estrato

1

C _{= factor de corrección para la profundidad de empotramiento}

2

C _{= factor de corrección para tomar en cuenta el flujo plástico}

q

_{= esfuerzo a nivel de la cimentación}

q

_{= sobrecarga}

2.3.4.2 Asentamientos por consolidación

Los asentamientos unidimensionales por consolidación para suelos arcillosos saturados se estiman por medio de ecuaciones de la forma:

0

1

c

e

S

H

e







Dónde: e

 _{= cambio total de la relación de vacíos casada por la aplicación de carga adicional}

sobre el estrato de suelo

0

e _{= relación de vacíos de estrato arcilloso entes de la aplicación de la carga}

La Tabla 2.10 presenta las ecuaciones para la estimación del asentamiento por consolidación según el estado de esfuerzos del suelo.

(35)

Tabla 2.10 Ecuaciones para el cálculo de asentamientos por consolidación

CASO CONDICIÓN ECUACIÓN DE ASENTAMIENTO

Suelo Normalmente consolidado





'





'

p _        0 0 o 0 c ' ' ' Log Cc e 1 H     Suelo Sobreconsolidado



'

₀







'





'

_p                 __          p 0 0 p o 0 c ' ' ' Log Cc ' ' Log Cr e 1 H       Suelo Sobreconsolidado



'

₀







'





'

_p          0 0 o 0 c ' ' ' Log Cr e 1 H    

’0: Esfuerzo efectivo inicial

’: Incremento de esfuerzo vertical

’p: Esfuerzo de preconsolidación

Ho: Espesor del estrato e0: relación inicial de vacíos Cc: índice de compresión virgen Cr: Índice de recompresión

La evaluación de los asentamientos diferenciales se realizó de acuerdo a lo indicado en la NSR-10, calculando la diferencia entre los valores de asentamiento totales (elásticos y por consolidación) correspondiente a dos partes diferente de la estructura. Los valores de los asentamientos diferenciales calculados se limitan a los valores mostrados en la Tabla 2.11, expresados en función de

l

(distancia entre apoyos o columnas de acuerdo con el tipo de construcción).

Tabla 2.11 Valores máximos de asentamientos diferenciales (NSR-10, numeral H.4.9.3)

TIPO DE CONSTRUCCIÓN MÁX

Edificaciones con muros y acabados susceptibles de dañarse con asentamientos menores

𝑙 1000 Edificaciones con muros de carga en concreto o en

mampostería

𝑙 500 Edificaciones con pórticos en concreto, sin acabados

susceptibles de dañarse con asentamientos menores

𝑙 300 Edificaciones en estructura metálica, sin acabados

susceptibles de dañarse con asentamientos menores

𝑙 160

2.3.5 Módulo de Balasto

2.3.5.1 Módulo de reacción vertical

En el método flexible aproximado de losas de fundación, se supone que el suelo equivale a un infinito número de resortes de tipo elástico (cimentación tipo Winkler). La constante elástica de tales resortes se denomina módulo de reacción de la subrasante.

(36)

Figura 2.11 Semiespacio de Winkler

Para el análisis estructural de una losa flexible se debe evaluar el módulo de reacción de la subrasante (k), el cual se define como:

k = q/



Dónde:

q = carga por unidad de área

= asentamiento que sufre un cimiento de ancho B ante la carga aplicada Figura 2.12 Modelo de interacción estructura-terreno de Winkler

El valor de k no es una constante de un suelo dado. Depende de la longitud y ancho B del cimiento, y de la profundidad de desplante de la fundación.

2.3.6 Cimentación y rellenos de las tuberías

Para el diseño de la cimentación y el relleno de la zanja donde se localizarán las tuberías, se tomaron en cuenta las especificaciones y recomendaciones de la sección G.2.5 del RAS2000, la cuales se basan en las características geotécnicas de los materiales empleados como cimentación y relleno.

En la Tabla 2.12 se muestran las condiciones límites que se deben verificar para las tuberías, de acuerdo al material a utilizar.

(37)

Tabla 2.12 Condiciones límites para verificación

MATERIAL DE TUBERÍA CLASIFICACIÓN POR RIGIDEZ D E FLE X IÓN P A N D E O (W A LL B U C K LI N G) R OTU R A D E P A R E D (W A LL C R U S H IN G) FLE X IÓN (B E N D IN G S TR E S S ) C A R GA S C OMB IN A D A S (C OMB IN E D LOA D IN G) Cloruro de Polivinilo, PVC Flexible X X X

Poliéster reforzado con fibra de

vidrio, GRP X X X

Polietileno, PE X X

Acero, SP X X

Hierro dúctil, DIP

Semi - rígida

X X

Concreto reforzado, tipo cilindro de acero con refuerzo de varilla,

CCP

X

2.3.6.1 Cargas muertas

Las propiedades del suelo que interactúa con las tuberías flexibles influyen en su comportamiento al igual que la forma de la cimentación (apoyo inferior de la tubería), ya que se pueden producir concentraciones de presión de los suelos sobre las tuberías. El empleo de materiales adecuados con una buena densidad alrededor de las tuberías limitan las deflexiones a valores permisibles. Por lo tanto, el suelo, su colocación y tratamiento, así como las propiedades de los ductos, sean rígidos o flexibles, son importantes en el diseño de cualquier sistema de tuberías enterradas. Las tuberías rígidas y flexibles difieren en su comportamiento ante las cargas provenientes de los rellenos. Una tubería rígida (concreto, arcilla vitrificada o hierro colado) no se puede deformar materialmente sin sufrir agrietamientos. Por otra parte, una tubería perfilada de PVC puede deformarse considerablemente sin sufrir daños estructurales.

En un sistema con tubería rígida la totalidad de la carga proveniente del relleno es resistida por la fortaleza misma de la tubería, puesto que el suelo a los lados del tubo tiende a consolidarse y por lo tanto a deformarse como producto de la carga. Una tubería flexible al ser sometida a cargas, sufre una deformación que provoca el desarrollo de presiones laterales que contribuyen a soportar esas cargas ver Figura 2.13.

(38)

Figura 2.13 Tubería flexible enterrada en una zanja

La deformación del relleno aumenta los esfuerzos cortantes entre éste y el muro de excavación reduciendo así en cierta medida la carga total sobre el tubo. Como resultado, la carga trasmitida a una tubería flexible es menor que en un conducto rígido a igualdad de altura de relleno HR.

Sin embargo, para efectos de diseño es conveniente considerar la llamada carga de prisma cuando se trabaja con tuberías flexibles, como se muestra en la Figura 2.14.

Figura 2.14 Carga de prisma sobre la tubería

𝑃 = 𝛾𝐻𝑅 Dónde:

P: presión debida al peso del suelo a la profundidad HR.

: peso volumétrico total del suelo.

HR: profundidad del relleno sobre la corona del tubo.

Así mismo, la teoría de carga de Marston para una tubería flexible, se basa en el caso especial que el tubo y el relleno alrededor del mismo tengan una misma rigidez, por lo que la proporción de carga muerta sobre el tubo se puede asignar virtualmente con base en el ancho de la excavación como se muestra a continuación en la Figura 2.15.

(39)

Figura 2.15 Proporcionalidad de la carga de acuerdo a la teoría de Marston

𝑊𝑐 = 𝐶𝑑𝛾𝐵𝑑2𝐷

𝐵𝑑 = 𝐶𝑑𝛾𝐷𝐵𝑑

Dónde:

Wc: carga muerta en un tubo flexible por unidad de longitud (kg/m). Cd: coeficiente de carga.

Bd: ancho de la zanja encima de la corona del tubo (m). D: diámetro externo del tubo (m).

: peso volumétrico total del relleno (kg/m3).

𝐶𝑑 = 1 − 𝑒

−2𝐾𝜇(𝐻𝑅_𝐵𝑑) 2𝑘𝜇 Dónde:

e: base de los logaritmos naturales.

K: coeficiente de empuje activo de Rankine. µ: coeficiente de fricción del relleno.

HR: altura de relleno sobre la corona del tubo (m) Bd: ancho de la zanja (m)

En la Tabla 2.13 se presentan valores aproximados para el coeficiente de presión de tierras y para el coeficiente de fricción contra las paredes de la zanja como función del tipo de suelo y su peso específico.

Tabla 2.13 Pesos unitarios coeficientes activo de Rankine y coeficiente de fricción para diferentes tipos de suelo.

TIPO DE SUELO (kg/m3₎ COEFICIENTE

ACTIVO RANKINE

COEFICIENTE DE FRICCIÓN (µ)

(40)

Suelo saturado 1766 0,37 0,40

Arcilla parcialmente compactada 1605 0,33 0,40

Arcilla saturada 1926 0,37 0,30

Arena seca 1605 0,33 0,50

Arena húmeda 1926 0,33 0,50

Para el caso de tuberías rígidas, la formulación empleada para la estimación de la carga muerta difiere ligeramente de la usada para el caso flexible y viene definida por la siguiente expresión:

𝑊𝑐 = 𝐶𝑑𝛾𝐵𝑑

2

Dónde:

Wc: carga muerta en un tubo flexible por unidad de longitud (kg/m). Cd: coeficiente de carga, definido anteriormente.

Bd: ancho de la zanja encima de la corona del tubo (m).

: peso volumétrico total del relleno (kg/m3_).

2.3.6.2 Cargas vivas

Las cargas sobre las superficies de las estructuras destinadas al transporte terrestre que pueden ser estáticas o bien dinámicas provenientes del tráfico de vehículos, se denominan cargas vivas. Según el Código Colombiano de Diseño Sísmico de Puentes del Ministerio de transporte las cargas máximas permisibles de los ejes de los vehículos que pueden circular por las carreteras colombianas son como indica la Tabla 2.14.

Tabla 2.14 Cargas máximas por eje (kg) según el Ministerio de Transporte e lnvías

EJE SENCILLO (kg) EJE TÁNDEM (kg)

10000 15000

Estos valores pueden incrementarse hasta en un 15% para efectos de diseño. El Eje Simple presenta un apoyo en cada uno de sus extremos y el Eje Doble o Tándem presenta dos apoyos separados por una distancia de 1,20 m en sentido longitudinal (de avance) del vehículo.

La superficie de apoyo de cada extremo del eje viene determinada por un rectángulo de dimensiones BxL (en sentido transversal y longitudinal del vehículo, respectivamente).Los valores de B y L se calculan, partiendo del peso por eje (P) y de la presión de inflado de llantas (Pt), por las siguientes relaciones experimentales

𝐵 = √𝑃

𝑃𝑡 𝑦 𝐿 = 𝐵 √2 Dónde:

P: peso por eje, kg

Pt: presión de inflado de las llantas, kg/cm2

B: ancho de la superficie de apoyo de las llantas, cm L: largo de la superficie de apoyo de las llantas, cm