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Especificaciones Técnicas del Muro de Contención

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Especificaciones Técnicas del Muro de Contención

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Se muestran las especificaciones requeridas para la preparación del terreno, el proceso constructivo y el mantenimiento del muro encontradas en el Generador de Costos.

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La página nos ofrece una variedad de parámetros, útiles para hacer estimaciones monetarias en la construcción. Podemos ver opciones que hablan sobre el perfil del muro, el material con el que es construido y el tipo de cimbra utilizada, además de la descripción del proceso de ejecución.

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1. 1. J. Calavera Dr. Ingeniero de CaminosMUROS DE CONTENCION Y MUROS DE SOTANO 2.a edición

2. 2. A Eduardo Torroja (t), Juan Batanero (t),Carlos Fernández Casado (t), Alfredo Páezy Florencio del Pozo, a los que debo mi vo-cación y mi primera formación en los temasestructurales.

3. 3. PROLOGO A LA l? EDICION Los muros, como algunas otras estructuras tales como las cimentaciones y losdepósitos para líquidos, presentan la particularidad de que son elementos que impli-can dos especialidades diferentes de la Ciencia de la Construcción. Quizá por eso lanormalización sobre ellos es escasa y la dispersión de los criterios aplicados en lapráctica profesional resulta mayor de la habitual. Por otro lado los muros, como losdepósitos para líquidos, presentan aspectos muy particulares desde el punto de vistade la consideración de la seguridad en los cálculos. El presente libro intenta desarrollar en forma completa el proyecto tanto de losdiversos tipos de muros de contención como de los muros de sótano. En el caso parti-cular de los muros pantalla, por la extensión del tema resulta imposible hacerlo enel espacio disponible. De todas formas el Capítulo ll proporciona una visión generalde su campo de aplicación, métodos de cálculo y proceso constructivo. Estando la geotecnia fuera del campo de mi práctica profesional, me he concen- trado fundamentalmente en los problemas del cálculo estructural, aunque he dedica- do el Capítulo 3 a realizar un resumen de los métodos habituales de cálculo de empu-jes, con una atención específica a la exposición de los casos de sobrecargas y cargas sobre el relleno que con más frecuencia se presentan en la práctica, así como a las acciones del oleaje y a las derivadas del sismo. El Capítulo 13 se ha dedicado al tema de los detalles constructivos, siempre im-portante, pero que en los muros resulta verdaderamente fundamental. Se han incluido como Anejos siete colecciones de muros ménsula hasta 10 m.de altura y de muros para uno y dos sótanos, que proporcionan soluciones comple-tas, incluso medición de hormigón y armaduras, para los casos más frecuentes. Debo expresar mi agradecimiento a los Ingenieros de Caminos, D. Enrique González Valle, Subdirector General de INTEMAC, y D. José Tapia Menéndez, Jefe del Departamento de Geotecnia y Cimentaciones de dicho Instituto, por sus críticas y sugerencias sobre el manuscrito y al Ingeniero Técnico de 0. P. D. Fernando Blan- co García, Director de la División de Asistencia Ténica de INTEMAC por su colabo- ración en la redacción de las Tablas de Muros. También al Ingeniero de Caminos D. Javier Rodríguez Besné, Jefe del Servicio de Proyectos y Obras de la Dirección General de Puertos del M.O.P.U., por su información y revisión de la parte de empu-jes producidos por el oleaje, y a los Ingenieros de Caminos D. Jorge Ley Urzaiz y 7

4. 4. i D. Fernando Rodríguez López, colaboradores en mi Cátedra de Edificación y Prefa- bricación de la Escuela de Ingenieros de Caminos de Madrid, por su revisión general/ del texto. Gracias también a las Srtas. María José Giménez y Carmen Bardon, que meca-l nografiaron el original, a D. Antonio Machado y D. Fernando Marcos, que delinea- ron las figuras, gráficos y tablas, así como a INTEMAC por su ayuda en la edición de este libro.~ Madrid, enero de 1987 J. CALAVERA

5. 5. PROLOGO A LA 2.a EDICION Agotada en un plazo muy breve la primera edición de este libro, al preparar estasegunda, he mantenido su plantearnieto general, si bien introduciendo algunas modifi-caciones y ampliaciones. En particular, toda la documentación, incluso los gráficos y tablas de cálculo ylas siete colecciones de muros ya calculados, ha sido revisada de acuerdo con la Ins-trucción EH-88. En el apartado 6.3.2, correspondiente al dimensionamiento de la puntera, he tra-tado el tema de la diferencia entre mayorar los esfuerzos o los empujes, tema impor-tante que he tratado con más amplitud en otro trabajo que allí cito. El el Capítulo ll se han añadido dos ejemplos, que clarifican el cálculo de esfuer-zos en pantallas en voladizo y con apoyos, respectivamente. También el Capítulo 12 ha experimentado algunas adiciones correspondientes anuevas soluciones de muros prefabricados. Madrid, diciembre de 1989 J. C A L A V E R A 9

6. 6. NOTACIONES DE REFERENCIAS 1. Las referencias a otros apartados del libro se realizan por su número. P. ej.: "Véase 10.7..."2. La notación entre corchetes indica fórmulas. [los]3. La notación entre paréntesis indica referencias bibliográficas. (10.2) es la segunda referencia bibliográfica del Capítulo 10. Las referencias bibliográficas de cada Capítulo figuran al lina1 del mismo.4. La notación GT- indica gráficos o tablas situados al final del libro.10

7. 7. CAPITULO 1 TIPOLOGIA GENERAL DE MUROS1.1 INTRODUCCION El carácter fundamental de los muros es el de servir de elemento de contenciónde un terreno, que en unas ocasiones es un terreno natural y en otras un relleno artifi-cial. (Fig. l-la). En la situación anterior, el cuerpo del muro trabaja esencialmente a flexión yla comprensión vertical debida a su peso propio es generalmente despreciable. b) Figura IrI ll

8. 8. Sin embargo, en ocasiones el muro desempeña una segunda misión que es la detransmitir cargas verticales al terreno, en una función de cimiento. La carga verticalpuede venir de una cubierta situada sensiblemente a nivel del terreno (Fig. 1-lb), opuede ser producida también por uno o varios forjados apoyados sobre el muro ypor pilares que apoyen en su coronación transmitiéndole las cargas de las plantassuperiores. (Fig. 1 - 1 c). Las formas de funcionamiento del muro de contención (Fig. 1 - 1 a), y del de sóta-no (Fig. 1-lb y c), son considerablemente diferentes. En el primer caso el muro secomporta como en voladizo empotrado en el cimiento, mientras que en el segundoel muro se apoya o ancla en él o los forjados, mientras que a nivel de cimentaciónel rozamiento entre cimiento y suelo hace innecesaria casi siempre la disposición deningún otro apoyo. El cuerpo del muro funciona en este segundo caso como una losade uno o varios vanos.1.2 DESIGNACIONES Tomando el caso más común de muro, emplearemos las designaciones que seindican en la Fig. l-2 (*). TALON PUNTERA Figura l-21.3 TIPOS GENERALES DE MUROS DE CONTENCION A continuación se describen en líneas generales los más frecuentes. En capítulossucesivos se analiza en detalle cada uno de ellos (**).(*) En lo que sigue utilizo información de mi libro "Proyecto y Cálculo de Estructuras de Hormigón Armado para Edificios" (1.1).(**) No se incluyen en lo que sigue los muros anclados con tirantes, que constituyen una técnica específi- ca que se sale del alcance de este libro.12

9. 9. 1.3.1 MUROS DE GRAVEDAD Son muros de hormigón en masa (Fig. l-3) en los que la resistencia se consiguepor su propio peso. Normalmente carecen de cimiento diferenciado (Fig. l-3a),aunque pueden tenerlo. (Fig. l-3b). aI b) Figura 1-3 Su ventaja fundamental es que no van armados, con lo cual no aparece en laobra el tajo de ferralla. Pueden ser interesantes para alturas moderadas y aun eso,sólo si su longitud no es muy grande, pues en caso contrario, y en definitiva siempreque el volumen de muro sea importante, la economía que representan los muros dehormigón armado justifica la aparición del tajo de ferralla.1.3.2 MUROS MENSULA Son los de empleo más corriente (Fig. l-4) y aunque su campo de aplicación de-pende, lógicamente, de los costes relativos de excavación, hormigón, acero, encofra-dos y relleno, Figura 1-4 13

10. 10. puede en primera aproximación pensarse que constituyen la solución económica has-ta alturas de 10 ó 12 m.1.3.3 MUROS DE CONTRAFUERTES Constituyen una solución evolucionada de la anterior, en la que al crecer la altu-ra y por lo tanto los espesores de hormigón, compensa el aligerar las piezas. Estoconduce a ferralla y encofrados más complicados y a un hormigonado más dificil ypor lo tanto más costoso, al manejarse espesores más reducidos. Sin embargo, a par-tir de los 10 ó 12 m. de altura es una solución que debe tantearse para juzgar su inte-rés. Pueden tener los contrafuertes en trasdós (Fig. l-5a) o en intradós (Fig. l-Sb),aunque la primera solución es técnica y económicamente mejor, por disponer el alza-do en la zona comprimida de la sección en T que se forma. La segunda solución,al dejar los contrafuertes vistos produce además, generalmente, una mala sensaciónestética. al b) Figuru I-51.3.4 MUROS DE BANDEJAS Su concepto es muy diferente del que origina el muro de contrafuertes. Aquí nose trata de resistir el mismo momento flector, aumentando el canto y aligerando lasección, sino de reducir los momentos flectores debidos al relleno mediante los produ-cidos por la carga del propio relleno sobre las bandejas. (Fig. l-6). Su inconveniente fundamental radica en la complejidad de su construcción. Pue-de resultar una alternativa al muro de contrafuertes para grandes alturas.1.3.5 MUROS CRIBAS Y OTROS MUROS PREFABRICADOS El concepto de muro criba de piezas prefabricadas tiene su origen en muros análo-gos realizados antiguamente con troncos de árboles (Fig. l-7a). El sistema (Fig. l-7b)emplea piezas prefabricadas de hormigón de muy diversos tipos que forman una redespacial que se rellena con el propio suelo.14

11. 11. a) b) Figura l-b Figura l-7 Existen además varios sistemas de muros prefabricados que ne general correspon-den a los sistemas de muros ménsula o muros de contrafuertes, y que se analizan enel Capítulo 12.1.4 TIPOS GENERALES DE MUROS DE SOTANO Y CONTENCION El tipo más elemental se indica en la Fig. 1-8 y recibe como única carga vertical,aparte su peso propio, la reacción de apoyo del forjado de techo. 15

12. 12. Figura l-8 Dentro de la tipología general, el caso más frecuente es que sobre el muro apo-yen pilares que transmiten cargas de las plantas superiores y que existan además va-rios sótanos, tal como se indica en la Fig. l-9. Figura l-9 Dependiendo de que el terreno contenido sea o no de propiedad ajena y de larelación entre empujes y cargas verticales, el cimiento va o no centrado respecto almuro. La ejecución de este tipo de muros puede ser con encofrados (Capítulo 10) o rne-diante el pr.ocedimiento de muros pantalla (Capítulo ll). BIBLIOGRAFIA(1.1) CALAVERA. J.; "Proyecto y Cálculo de Estructuras de Hormigón Armado para Edifi- cios)). Tomo II. INTEMAC. Madrid, 1985.16

13. 13. CAPITULO 2 INTRODUCCION DE LA SEGURIDAD2.1 FORMAS DE AGOTAMIENTO En general el muro puede alcanzar los siguientes estados límites, de servicio oúltimos. a) Giro excesivo del muro considerado como un cuerpo rígido (Fig. 2-l). b) Deslizamiento del muro. (Fig. 2-2). Figura 2-l Figura 2-2 17

14. 14. c) Deslizamiento profundo de muro (Fig. 2-3). Es debido a la formación de una superficie de deslizamiento profunda, de forma aproximadamente circular. Este tipo de fallo puede presentarse si existe una capa de suelo blando en una profundidad igual a aproximadamente a vez y media la altura del muro, conta- da desde el plano de cimentación de la zapata (2.1). En ese caso debe inves- tigarse la seguridad frente a este estado límite, por los procedimientos clásicos. Véase por ejemplo la referencia (2.2). Figura 2-3 d) Deformación excesiva del alzado. (Fig. 2-4). Es una situación rara salvo en muros muy esbeltos, lo cual es un caso poco frecuente. Figura 2-4 e) Fisuración excesiva. (Fig. 2-5). Puede presentarse en todas las zonas de trac- ción, y se trata de una fisuración especialmente grave si su ancho es excesivo, ya que en general el terreno está en estado húmedo y la fisuración no es ob- servable.18

15. 15. Figura 2-5f) Rotura porflexión. (Figs. 2-6 a, b y c). Puede producirse en el alzado, la pun- tera o el talón. Como las cuantías en muros suelen ser bajas, los síntomas de prerrotura sólo son observables en la cara de tracción, que en todos los casos esta oculta, con 10 cual no existe ningún síntoma de aviso. 3 a) b) Figura 2-6g) Rotura por esfuerzo cortante. Puede presentarse en alzado. puntera, talón 0 tacón (Fig. 2-7). Figura 2-7 19

16. 16. h) Rotura por esfuerzo rasante. La sección peligrosa suele ser la de arranque del alzado, AB (Fig. 2-X), que es una junta de hormigonado obligada, en zona de máximo momento flector y máximo esfuerzo cortante. Figura 2-8 i ) Rotura por &allo de solape. La sección peligrosa suele ser la de arranque de la armadura de tracción del alzado, donde la longitud f, de solape (Fig. 2-9) debe ser cuidadosamente estudiada, ya que por razones constructivas el sola- pe se hace para la totalidad de la armadura en la zona de máximos esfuerzos de flexión y corte. Figura 2-92.2 INTRODUCCION DE LA SEGURIDAD En algunos aspectos, en general los correspondientes al muro como estructurade hormigón, los coeficientes de seguridad están claramente establecidos, de acuerdocon la Instrucción EH-88 (2.3). En otros aspectos, tales como la seguridad al vuelco y a deslizamiento, no haynormativa española concreta.20

17. 17. 2.2.1. SEGURIDAD DEL MURO COMO ESTRUCTURA DE HORMIGON EN MASA De acuerdo con la Instrucción EH-88 rigen los valores siguientes para los coeli-tientes de seguridad. Control reducido ~~1 = 2,04Resistencia del hormigón a compresión Restantes casos y; = 1,8 Control reducido ri = 2,04Resistencia del hormigón a tracción Restantes casos y(: = 1,8 El valor Y'~ correspondiente a hormigón armado es igual a 1,2 yc, de acuerdo conEH-88 siendo yc el valor general de la citada Instrucción para estructuras de hormi-gón armado. Mayoración de acciones. Rigen los valores de la tabla T-2.1 para el coeficiente y,. TABLA T-2.1 VALORES DEL COEFICIENTE y, I I I Acción favorable Nivel de Daños Acción de carácter Control de previsibles desfa- Ejecución (1) vorable Permanente Variable A 1,70 Reducido B 180 C A 1,50 Acciones yr Normal B 1,60 079 0 C 1,80 A 1,40 Intenso B 1,50 C 1,70(1) Daños previsibles:A) Muros cuyo fallo sólo puede ocasionar daños minimos y exclusivamente materiales.B) Muros cuyo fallo puede ocasionar daños de tipo medio.C) Muros cuyo fallo puede ocasionar daños muy importantes. 21

18. 18. TABLA T-2.2 COEFICIENTES DE SEGURIDAD '// Valor del coeficiente de seguridad &iones (3) 'yr Normal Intenso (1) No se adoptará en el cálculo una resistencia de proyecto mayor de 150 kp/cm2. (2) Hormigón para elementos prefabricados en instalación industrial permanente con control in- tenso. (3) Se podrá reducir el valor y,en un 5 por 100 cuando la hipótesis y el cálculo sean muy rigurosos, se consideren todas las combinaciones de acciones posibles y se estudien con el mayor detalle los anclajes, nudos, apoyos, enlaces, etc. (4) Daños previsibles: A) Muros cuyo fallo sólo puede ocasionar daños mínimos y exclusivamente materiales. B) Muros cuyo fallo puede ocasionar daños de tipo medio. C) Muros cuyo fallo puede ocasionar daños muy importantes.22

19. 19. Conviene hacer algunas matizaciones en relación con la aplicación de la tablaT-2.1, establecida en EH-88 con carácter general, al caso de los muros de hormigónen masa. En primer lugar, como ya se ha dicho, esta solución, por razones fundamental-mente económicas, sólo suele aplicarse a muros de pequeña altura, por lo que en ge-neral y desde el punto de vista de los daños previsibles, se estará en caso A o B ymuy raramente en el caso C, aunque ello queda a criterio del proyectista. En segundo lugar, al comprobar las tensiones de tracción, el peso propio seráen general una acción permanente de carácter favorable, por lo que le corresponderáel valor 'I'/ = 0,9. (*) Para comprobación a sismo, de acuerdo con P.D.S.-1 (1974) (2.4) se toma-rá y/ = 1.2.2.2 SEGURIDAD DEL MURO COMO ESTRUCTURA DE HORMIGON ARMADO Rigen los valores indicados en la tabla T-2.2. Rige, respecto al carácter favorable de la carga permanente, lo dicho en el apar-tado anterior y tampoco en este caso emplearemos el coeficiente 0,9. Para comprobación a sismo, de acuerdo con P.D.S.-1 (1974) (2.4) se tomará?r)r= 1.2.2.3 SEGURIDAD A VUELCO No existe una normativa española concreta. Es práctica usual aceptar una segu-ridad de 1,8 para las acciones frecuentes y reducir este valor a 15 para combinacionesque incluyan acciones infrecuentes 0 excepcionales. En el caso particular de comprobación a sismo, el valor suele reducirse a 1,2.2.2.4 SEGURIDAD A DESLIZAMIENTO Tampoco existe normativa española concreta, aunque suele adoptarse un valormínimo de 15, excepto para las comprobaciones a sismo, en que dicho valor suelereducirse a 1.2.2.2.5 SENSIBILIDAD AL INCREMENTO DE EMPUJE En el Capítulo 3 se resume el cálculo de empuje producido por el terreno, susvariaciones de humedad y los distintos tipos de sobrecargas de posible actuación yquedará claro su carácter fuertemente aleatorio.(*) En sentido estricto, esto debería hacerse asi. Como los errores en densidad y dimensionales son pe- queños en el caso de los muros, no lo haremos pues complicaría innecesariamente el cálculo. 23

20. 20. Consideremos el muro de la figura 2-10 sometido a un empuje E, siendo N la re-ultante de todas las cargas verticales. Figura 2-10 Su seguridad a vuelco será a-N G' = h,E P.11 Si por causas cualesquiera el empuje se incrementa hasta un valor E * = yt,. E,el nuevo valor del coeficiente de seguridad a vuelco seráes decir WI Análogamente la seguridad a deslizamiento será v.31siendo p el coeficiente de rozamiento entre muro y terreno de cimentación y al incre-mentarse Ea Er = y,E, resultará c*,.d =LN ~2.41 YJes decir 12.5124

21. 21. En ambos casos por tanto los coeficientes de seguridad se han reducido en lamisma proporción que han aumentado los empujes. Si consideramos en cambio la presión máxima bajo la puntera, al mayorarse Ehasta E* = yp E la presión resultante c* no es, ni mucho menos, y~. sino que puedeexceder grandemente este valor. Resulta de ello que, dependiendo de la configuración del conjunto muro-suelo,a incrementos dados, incluso moderados del empuje, pueden corresponderles muydesiguales incrementos de la presión bajo la puntera y por tanto muy diferentes segu-ridades del muro. Esta sensibilidad al incremento de empuje es, a nuestro juicio, esencial en el pro-yecto de muros, y será estudiada en detalle en los Capítulos siguientes. Véase (2.5). BIBLIOGRAFIA(2.1) TENG, W. C.; "Foundation Design". Prentice-Hall. New Jersey. 1962.(2.2) JIMENEZ SALAS, J. A. et al. "Geotecnia y Cimiento". Editorial Rueda. Madrid. 1980.(2.3) xlnstrucción para el proyecto y la ejecución de obras de hormigón en masa o armado)) (EH-88). MOPU. Madrid. 1988.(2.4) P.D.S.-1 (1974). Parte A. Normativa. Separatas del Boletín Oficial del Estado. Madrid. 1974.(2.5) CALAVERA, J.; CABRERA, A.; <<Un método para el proyecto de muros de contención)). Informes de la Construcción. NP 210. Mayo, 1969. 25

22. 22. CAPITULO 3 EMPUJES DEL TERRENO SOBRE LOS MUROS, CARGAS Y SOBRECARGAS ACTUANTES SOBRE EL TERRENO3.1 CONCEPTOS GENERALES La presión del terreno sobre un muro está fuertemente condicionada por la de-formabilidad del muro, entendiendo por tal no sólo la deformación que el muro expe-rimenta como pieza de hormigón, sino también la que en el muro produce la defor-mación del terreno de cimentación. Si el muro y el terreno sobre el que se cimenta son tales que las deformacionesson prácticamente nulas, se está en el caso de empuje al reposo. Algunos muros degravedad y de sótano pueden encontrarse en ese caso. Si el muro se desplaza, permitiendo la expansión lateral del suelo se produce unfallo por corte del suelo y la cuña de rotura avanza hacia el muro y desciende (tig. 3-la). El empuje se reduce desde el valor del empuje al reposo hasta el denominadovalor de empuje activo, que es el mínimo valor posible del empuje. Por el contrario, si se aplican fuerzas al muro de forma que éste empuje al relle-no, el fallo se produce mediante una cuña mucho más amplia, que experimenta unascenso. Este valor recibe el nombre de empuje pasivo y es el mayor valor que puedealcanzar el empuje. El empuje al reposo es por tanto de valor intermedio entre el em-puje activo y el empuje pasivo. La figura 3-2 muestra la variación de presión p a una profundidad z, para unrelleno de densidad y, en función del giro y/H del muro, para una arena suelta, segúnTERZAGHI (3.1). Como puede verse, bastan deformaciones muy pequeñas paramovilizar el empuje activo. 27

23. 23. al b) Figura 3-1 -0 002 0 0.002 0.004 0.c 06 R E L A C I O N VH Figura 3-2 Como se ha indicado anteriormente, al producirse el fallo del terreno se produceun corrimiento vertical relativo entre terreno y muro,'que moviliza la fuerza de roza-miento entre ambos. Si no hay información procedente de ensayos directos, para terrenos granularespuede aceptarse que el ángulo 6 de rozamiento con muros de hormigón es 6 = 20".Este valor no se ve afectado por el grado de humedad del suelo. (3.2). Para terrenos cohesivos puede suponerse que la resistencia a corte a lo largo deltrasdós del muro (3.3), viene dada por la expresión z=a+atgd f3.1128

24. 24. donde a es el valor de la adhesión, 0 la presión normal del terreno sobre el muroen el punto considerado y 6 el ángulo de rozamiento entre terreno y muro, que denuevo a falta de ensayos directos se tomará como 20" para el caso de muros de hormi-gón. Para la adhesión no deben considerarse valores superiores a 5 t/m*.3.2 CALCULO DEL EMPUJE ACTIVO En el estado actual de conocimiento podemos calcular los empujes del terrenocon razonable precisión en el caso de suelos granulares. Para otros tipos de suelo des-graciadamente la precisión es poco satisfactoria.3.2.1 TEORIA DE COULOMB PARA SUELOS GRANULARES Este caso, el más frecuente en muros, especialmente si se quiere drenar el suelodel trasdós por razones económicas y/o estéticas, fue resuelto por COULOMB en1773. (3.4). -,...ax. I l l ! 1 ! El I !H IF Figura 3-3 Para un terreno de forma cualquiera (fig. 3-3) la mejor solución es el procedi-miento gráfico. Suponiendo una línea de rotura recta, habrán de estar en equilibrioel peso p, de la cuña de suelo comprendida entre el muro y la línea de rotura, la reac-ción E, del muro contra el suelo, igual y contraria al empuje activo sobre el muro,y la reacción F del terreno sobre la cuña, que formará con la normal a la línea derotura un ángulo igual al de rozamiento interno del terreno, cp. Los valores de cp,a falta de ensayos directos, pueden tomarse de la tabla T-3.1 que contiene tambiénvalores orientativos de las densidades secas de los distintos terrenos. 29

25. 25. TABLA T-3.1 DENSIDAD ANGULO DE ROZAMIENTO CLASE DE TERRENO SECA y INTERNO (t/m'l cp Grava arenosa 24 39-45" Arena compacta 270 3945" Arena suelta 197 30"-35" Pedraplen 13 350-45" El método consiste en proceder por tanteos sucesivos. Elegido un punto 1 comoposible origen de una cuña de deslizamiento, se calcula el peso P, de la cuña, y enel polígono vectorial de la figura se trazan los vectores Ea y F correspondientes, am-bos de direcciones conocidas. El valor de E,, se lleva a partir de un origen EF conven-cional. El cálculo se repite para varios puntos 1, 2, 3 . . . . Tres tanteos suelen ser smi-tientes para determinar el punto G correspondiente a la cuña de empuje máximo, quees el empuje activo. Con ello se tiene el punto C y la posición NC de la superficiede rotura de la cuña correspondiente. La posición de la resultante de las presiones sobre el muro, es decir el empujeactivo, puede obtenerse con suficiente aproximación trazando por el c.d.g. de la cuñaMNC la parela a NC hasta cortar al trasdós del muro. Este empuje, conocido en posición y magnitud, permite, como veremos, compro-bar la estabilidad a vuelco y deslizamiento del muro y calcularlo como estructura dehormigón. Para el caso de relleno limitado por una línea recta (fig. 3-4) son fáciles el plan-teamiento analítico y la tabulación de los resultados. Los valores de las componentes ph y pv de la presión en un punto A del trasdóssituado a profundidad z bajo la coronación vienen dados por las expresiones: Ph = y& 13.21 PI, = YZA 13.31donde A, = Ah ' cotg (a - 6) L3.51siendo y la densidad seca del suelo (*). La presión total p, viene dada por p=Jpí:+d(*) La presencia de agua en el relleno será considerada más adelante, así como las correspondientes varia- ciones en el valor dey.30

26. 26. y sustituyendo [3.2] y [3.3] ci' ll Figura 3-4 p = yzJ$ + 1: = ylz 13.61que forma un ángulo 6 con la normal al trasdós. La distribución de presiones varía linealmente con la profundidad, con valornulo en coronación. Las tablas T-3.2 y T-3.3 tomadas de (3.5), proporcionan los coe-ficientes A-,, y A, para diferentes valores de rp, 6, /I y a. TABLA T-3.2 COEFICIENTES DE EMPUJE ACTIVO - "tz OgUlO ."gUlC Coeliciente Ah de empuje activo horizontal Coefieien~e 1 y de empuje activo vertical IC ua- d e roza- del siendo la inclinación del muro: siendo la inclinación del muro: ie oto I niento talud cota = cota = te1 1710 de del d e! I t :mxc mno ) B 0.8 0,6 0.4 0.2 0 0.2 0.8 0.6 0,4 0,2 0 02 <c , 0,7l 0,67 0,62 0,56 0,49 0,42 0,57 W 0,25 0,ll O,oO - 0,OI 0,78 0,73 0,67 O,@J 0,52 W 0,62 09 0,27 O,l2 O,M -O,o! IPIO 0,88 0,8l 0,74 0,65 0,57 0,48 0,70 0,49 0,29 O,l3 400 -O,l( l,Ol 0,92 0,83 0,74 O,@ 0954 0,8l 0,55 0,33 0,IS ON -0,ll (47 1,31 l,l6 l,O2 0,88 0,76 l,l8 0,79 446 0,20 O,@J -O,l! 0,63 WI 0,56 0,5l 0,45 0,39 0364 0.46 0,28 0.16 0,05 - 0,o: ip= 0,62 0,56 0,48 0,42 0.71 0,5l 0.31 O,l8 - 0,o: 0,70 0266 f-406 3 0,80 0,75 0,68 0,6l 03 04 0,8l 0,58 0,34 0,20 O& -0,01 0,95 0,87 0,79 0,70 0,6l 0,52 0,96 0,67 0,39 0,23 0,07 - O,@ 6"40 l,47 1.21 l,l6 l,O2 0,88 0,76 (49 l,Ol 0,58 0,33 OJO - 0,ot 2 1P - r 0,56 0354 0,52 0948 0,42 0,37 0,72 0,53 0,36 0,22 OJO 40 'yv= 0.63 0,6l 0,57 0,52 0,46 W 0,8l WJ 0,40 0,24 0,ll 40 3 0,73 0,69 0364 0,58 0,5l 0944 0,93 0,67 0,45 0,27 O,l2 0,o: 0,88 0,82 0,75 0,67 0,59 W l,l3 0,8l 0,53 0,3l O,l4 0,o: l3"20' 1,47 l,3l l,l6 l,O2 0,88 0,76 l,88 l,28 0,82 0,47 0,2l 0,o. 0,49 0,49 0,47 04 W 0,35 0,80 460 0,42 0,27 0,IS 40 0,56 0,55 0,53 0948 04 0,38 0,92 0,69 0,47 0,29 O,l6 401 rp= 0966 0364 0360 0,55 0,49 0,42 I,O8 0,78 03 0,33 O,l8 W 20" 0,82 0,77 0,7l 0764 0,57 09 l,35 l,Ol 0,69, 0,39 0,2l 40 1,47 l,3l l,l6 l,O2 0,88 0,76 2,42 l,62 L@l O,@ 0,32 41 31

27. 27. TABLA T-3.2 COEFICIENTES DE EMPUJE ACTIVO (continuación)AI lgul0 flgd0 Coeficiente Ah de empuje ac11vo horizontal Co&iente 1, de empuje ac1ivo verticalde rOn- del siendo la inclinación del muro: siendo ka inclinanón del muro.ln iellt0 alud co1 z = cota =im temo de del del Te"0te3 Té"0 B 0.8 0.6 0.4 0 0,2 0.8 0.6 0.4 0 0.2 cp 0" 0.65 MO ),55 0,48 0,4l ),33 0.52 0,36 ),22 3.10 0.07 lo" 0.79 ),12 1.64 0.55 0,46 ),37 D,63 0.43 j.26 0.11 0,07 0" 15" 0,89 ),80 3,70 uo 0,50 1.41 0.71 0,48 ),28 D,l2 -0.08 20" 1.03 ),92 3,80 0.69 0,57 ),4 0.82 0.55 ),32 D,l4 .0,09 , 25" l,55 1,35 1.16 0.98 0.82 ),68 1.24 0,8l ),46 0,20 -0.14 I 0" 0.56 1.53 3.49 0,37 3,30 0,43 1.28 0.16 0,05 0,o; , 0.4 0.60 P= lo" 0.70 ),65 0.58 0.51 0,43 3,34 0,75 0,53 1.34 II,18 0.0; , W 3 , 15" 0.80 ),73 0.65 0.56 0,47 3,38 0,86 O,@ ),38 0,20 0,07 0,o; 20" 0.96 ),86 0.76 0.65 0.55 1.03 0.70 1.4 0.23 0.08 0.0; , WJ 3" 20 25" 1.55 1.35 l,l6 0,98 0,82 3,68 l,ti 1.10 ),67 0,35 O,l2 0,oi I 25" 0" 0.48 ),47 o,u W 0,35 D,29 0.69 0,5l 3,35 0.21 0,lO 0,o: I Yi!= lo" 0.61 ),58 0.53 0,47 0.40 D,33 0,88 0.64 3,42 0.25 O,l2 0.0: I 3 15" 0,72 3.67 o,QJ 0.53 0,45 0,37 Lo4 0,73 3,48 0.28 O,l4 0.0: I 20" 0.88 3.80 0,7l 0,62 0,52 ll,42 1.27 0.88 0,56 0,33 0.16 O.@ I 6" 40' 25" 1.55 l,35 l,l6 0,98 0.82 LI,68 2,24 l,47 D,92 0.52 0,25 o,ot 5 0" 0.4 3,4l 0.39 0.37 0.32 0,27 0,Sl 0.60 0,42 0.27 O,l5 0.01 lo" 0,53 0,52 0.48 0.4 0,38 0,3l l,O7 0,77 0.51 0.32 O,l8 0,o 1 <p= 15" 0,63 MJ 0.56 0,50 0.43 0,35 l,27 0,89 0.60 0,37 0,20 0,OI ì 25" 20" 0,79 Ll,74 0.67 0.59 0,50 0,4l 1.60 1.10 0,7l 0,43 0,23 0.H 1 25" l,55 1.35 l,l6 0,98 0,82 0,68 3,13 l,W 1.23 0,72 0.38 0,l' 1 0" WJ 0,54 0,48 0.41 0,33 0,26 0,48 0.33 0.19 0.08 W - 0,o: 5 lo" 0,71 0.64 0,55 0.46 0.37 0,28 0,57 0,38 0,22 oS@ 0.00 - 0,Ol 5 0" 20" 0,89 0,78 0.67 0,55 444 0,33 0,7l 0,47 0,27 0,ll O,M - 0,o 7 25" W 09 0,77 0.63 0,50 0,38 0,83 0,54 0,3l O,l3 O,oO - op 8 30" UO l,36 l,l4 0,93 0,75 0,59 l,28 0,82 0.45 0.19 O,oO -0,l 2 0" 0,50 0,47 0,42 0,37 0,30 0,24 0,57 0,4l 0,26 O,l4 0,05 - 0,o I s!T= lo" 0.61 0.56 0.50 0,42 0.34 0,27 0,69 0,49 0.31 O,l6 WJ - 0,o I 3 20" 0.79 0,7l 0,6l 0.51 0,4l 0.32 0.90 0,62 0,38 0,20 0,07 - 0,o 1 25 0.95 0.84 0.72 0.60 0,48 0,37 LO8 0,73 0.45 0,23 0.08 -0,Ol lo" 30" 1.60 l,36 1.14 0.93 0.75 0,59 0,82 l,l8 0,7l 0,36 O,l3 - 0,Ol 30" 0" 0,4l 0.40 0.37 0,33 0,28 0,22 0,68 0,49 0,33 0.20 OJO 0,03 yyP= lo" 0,52 0,49 O,M 0.39 0,32 0,25 0,85 O,@ 0.39 0,24 O,l2 0.04 3 20" 0,69 0,63 0,56 0,48 0,39 0,30 1313 0,78 0,50 0,29 O,l4 0,05 25" 0,86 0,77 0,67 0.57 0,46 0.35 l,4l 0,96 0,60 0,35 O,l7 0,05 200 30" 1960 l,36 (14 0,93 0,75 0,59 2,63 l,68 (02 0,57 0,27 0.09 OO 0,32 0,3? 0,33 0,30 0,26 0.21 0,82 O,@ 0,4l 0,26 0,IS 0,07 lo" 0,42 0,4i 0,39 0,35 0,30 0,24 LO7 0,76 09 0,3l 0.17 0,os <p= 30" 20" 0.58 0,sc 0,5l 04 0,37 0,29 L@ l,Ol 0,65 0,39 0,2l 0,lO 25" 0,75 0,7( 0,62 0,53 OY 03 l,92 l,26 0,79 0,47 0,25 0.12 30" L60 1,3t l,l4 0.93 0,75 0,59 4,lO 2,45 1.44 0,82 0,43 0,2032

28. 28. TABLA T-3.3 COEFICIENTES DE EMPUJE ACTIVO (continuación) 4ngLi Coeliaente Ah de empuje activo horizontal Coeticiente iv de empuje activo vertical roza- ( del siendo la inclinación del muro: siendo la inclinación del muro:lento talud cota = cota =enlo de deldel terrenTenO y mnrc B 038 036 ti4 0.2 0 0,2 038 0.6 64 0.2 0 0.2 <p 6 0" W 0,49 0,42 0,35 0,27 0,20 0,43 0,29 O,l7 0.07 O,oO ~ 0.04 15" 0,70 0,6l 0,5l 0,42 0,32 0,23 0.56 0,37 0,20 0,08 O,oO ~ 0,OI 0" 25" 0,88 0,75 0,62 W 0,38 0,27 0.70 0,45 0,25 0.10 040 - O.O? 30" 404 0.88 0,72 0,57 04 0,3l 0,83 0,53 0,29 0.11 0.00 -O,(H 35" l,63 l,35 l,lO 0,87 0,67 0,50 l,3l 0,SI 04 O,l7 O,oO -0.N 0" 04 0,4l 0,37 0,3l 0,25 0.18 0.53 0,38 0,24 O,l3 0,05 O.o( !?= 15" O,@ 0,53 O,& 0,38 0,29 0,2l 0,72 0,49 0,30 O,l6 0,06 O,M 3 25" 0,77 0,67 0,57 0,4fJ 0,35 0,25 0,93 0,62 0,38 O,l9 0,07 W 30" 0,94 0,Sl 0,67 0.54 0,4l 0,30 l,l3 0.75 04 0,23 0,08 O.o( ll"40 35" l,63 1.35 IJO 0,87 0,67 W l,96 l,24 0,73 0.37 O,l4 0.K15" - 0" 0,35 0,34 0,32 0,28 0,22 O,l7 0,Sl 0,47 0,32 0,19 0,lO 0.04 -= 15" 0,49 0746 0,4l OY 0,27 0.20 0,92 0764 0.41 0.23 0.12 O,M 3 25" 0366 O,@ 0,52 0,43 0,33 0,24 l,24 0.83 0,52 0,30 O,l4 O,O! 30" 0,83 0,73 0,62 0,5l 0,39 0,29 l,56 l,O2 0,62 0.35 O,l7 O,ot 23" 20' 35" l,63 l,35 (10 0,87 0,67 0,50 3,07 l,88 IJO 0.60 0,29 0,II 0" 0,25 0,27 0,27 0.24 0,2l O,l6 0,85 O@ 0,41 0,26 O,l4 0,oi 15" 0.36 0.37 0,35 0,3l 0,25 O,l9 l,23 0,83 0,53 0,30 O,l7 0.08 cp= 25" 0,52 0,5l 0.39 0,3l 0,23 l,77 1.14 0,70 0.37 0,22 O.IC 35" 0.46 30" 0.69 O,@ 0,57 0,48 0,37 0,27 2,35 l,43 0,87 0.46 0,26 O,l2 35" l,63 l,35 l,lO 0,87 0,67 0,50 5,57 3,03 l,68 0,9l 0,47 0,22 0" 0,49 044 0,37 0.29 0,22 0.15 0,39 0,26 O,l5 0906 O.@J - 0,03 15" 0,63 0,53 44 OY 0,25 O,l7 0.50 0,32 0,lS 0,07 WJ - 0,03 0" 25" 0,76 O,M 0,52 WJ 0,29 0.19 0,6l 0,38 0,2l 0,08 O,oO -0,04 35" l,O2 0,84 0,67 0,51 0,37 0.24 0,82 0.50 0,27 0,lO 400 - 0,05 40" 1364 l,32 I,O5 0,80 0,59 0,4l l,3l 0,79 0,42 O,l6 @oO - 0,08 0" 0,40 0.36 0,3l 0,26 0,20 O,l4 0,5l 0.35 0,22 0.12 0.05 0.00 'PT 15" 0.52 04 0,39 0,3l 0.23 O,l6 466 0,45 0.27 O,l4 0,05 0,Ol 3 25" 0.65 0,56 046 0.36 0,27 0,lS 0,83 0,55 0.32 O,l6 0,06 0,Ol 35" 0,92 0,77 0,62 0.48 0,35 0,23 1.18 0.76 04 0,22 0,08 0,Ol l3"20' 40" W l,32 l,O5 0,80 0,59 0,4l 2,lO l,30 0,74 0,37 O,l4 0,Ol10" - 0" 0,30 0,29 0,27 0,23 0,lS O,l3 0,65 W 0,30 0,lS O,@ O,@l 'yP= 15" 0.41 0,38 0.33 0,28 0,2l 0,IS 0.89 0,60 0,37 0,22 0.10 W 3 25" 0,52 0,48 0,4l 0,33 0,25 O,l7 l,l3 0,76 0.26 0.12 0.05 0.46 35" 0,79 0,69 0.58 0,45 0.33 0.22 l,72 Lo9 0,65 0,35 O,l7 0,06 26" 40 40" L@ l,32 1,05 0,80 0,59 0,4l 3.57 2,08 1.19 0,62 0,30 011 0" 0,lS 0,2l 0,22 0,20 O,l6 O,l2 0,89 0,6l 0340 0,25 O,l4 0,07 15" 0,26 0,29 0,28 0,24 O,l9 O,l4 l,30 0.84 0,52 0.30 O,l6 0,08 <p= 25" 0,35 0,37 0,35 0,29 0,23 O,l6 l,74 l,O7 0,65 0,36 0,19 409 40" 35" 0,59 0,58 0,5l 0.42 0,3l 0,21 2,94 I ,68 0,95 0,52 0,26 0,II 40" W l,32 l,O5 0,80 0,59 0,4l 8,17 3,83 l,95 IN 0,49 0.22 33

29. 29. TABLA T-3.3 COEFICIENTES DE EMPUJE ACTIVO (continuación) 4ngulo Coclixnte iv de empuje activo vertical Coeficiente Ah decmpuyeactivo horizontal le roza- siendo la inclinación del muro: siendo la ~nclmaaón del muro: tiento cot dl = cota = Itemo de T- T del 1 , nen 0.6 0 0.2 0.8 0.6 0.4 0.2 0 0.2 0.8 0.4 0.2 p 0" 0.45 0,38 0,32 0,24 O,l7 0,II 0,36 0,23 O,l3 0,05 0.00 - O,O? 15" 0,56 0,47 0,37 0,28 O,l9 0,12 0,45 0,28 O,l5 0,06 0.00 - 0.02 0" 30" 0,73 WJ 0,47 0,34 0,23 O,l4 0,58 0,36 0,19 0,07 OJO - 0.03 40" 0,99 0,79 0,61 0,45 0,30 O,l8 0,79 0,47 0,24 0,09 0.00 - 0,04 45" l,62 l,28 0,98 0.72 0,50 0,32 l,30 0,77 0,39 O,l4 0.00 - 0.06 0" 0,35 0,32 0,27 0,2l O,l4 OJO 0,48 0,33 0,20 OJO 404 0,Ol 9: 15 0,45 0,39 0,32 0,25 OJ8 0,ll 0,6l 04 0,24 0.12 0,05 0.01 3 30" 0,55 0,52 0,42 0,3l 0,22 O,l3 0,75 0.54 0,3l O,l5 0,06 0.01 40" 0,88 0,72 0,57 0,42 0,29 O,l7 l,20 0.74 0,43 0,2l 0,08 0.01 15" 45" l,62 1.28 0.98 0,72 0.50 0,32 2.20 1,32 0.73 0,36 O,l3 0.02 0" 0,25 0,25 0,22 0,19 O,l4 O,@ 464 O,M 0,28 O,l6 0,08 0,oi *= 15" 0,33 0,3l 0,27 0.22 O,l6 0,lO 0,84 0,56 0,34 O,l9 0.09 0,oi 3 30" 0,48 0,43 0,36 0,28 0,20 O,l3 l,23 0,77 0,46 0,25 0,II W 40" 0,74 W 0,52 0,39 0,27 O,l7 l,89 1.15 0,66 0.34 0.16 o.ot 30" 45" 1.62 1.28 0.98 0.72 0.50 0.32 4.15 2,3l 1.25 0,63 0.29 0.11 0" 0,ll O,l6 0.17 0.16 0.13 0.09 0.97 0.63 0.40 0.24 O,l3 o.ot 15" O,l6 0,2l 0,22 0.19 0,IS 0.10 l,M 0.84 0,51 0.28 O,l5 0.0 cp= 30" 0,25 0,3l 0,30 0,25 0.18 O,l2 2325 1.24 0,70 0.37 O,l8 0.01 45" 40" 0.45 0,50 0.45 0,35 0,25 OJ6 4,05 2.00 l,O5 0.52 0,25 0.1 45" 1.62 1.28 0,98 0.72 0,50 0.32 l4,60 5.12 2,29 1.08 0.50 0.2 Los componentes Eh, E,, horizontal y vertical respectivamente, del empuje totalE, por unidad de longitud de muro, vienen dadas por las expresiones 13.71 El punto de aplicación del empuje total E = JE,f + E:, está situado a una pro-fundidad y desde la coronación del muro, dada por la expresión i3.91 Para el caso particular, pero muy frecuente, de superficie de terreno horizontal(/3 = 0), ángulo 6 = 0 y trasdós del muro vertical (c( = 90") las expresiones [3.4] y[3.5] se transforman en -- 1 - sen cp [3. lo] hh - 1 + sen <psiendo naturalmente A,, = 034

30. 30. y el empuje es horizontal, está situado a profundidad 7 y tiene como valor H21 -sencp E=E,,=y- [3.1 l] 2 l+sen<p3.2.2 METODO GRAFICO DE PONCELET Consiste en una construcción gráfica, cuya demostración omitimos (ver p.ej. lareferencia (3.7)) y que permite el cálculo gráfico del empuje activo, aspecto realmentehoy de escaso interés disponiendo de tablas, y del ángulo 0 correspondiente a la cuñade deslizamiento, cuyo valor necesitaremos más adelante. (Fig. 3-5). Figura 3-5 La construcción consiste en trazar AM, formando el ángulo <p con la horizontal.Por la coronación N se traza NO formando el ángulo cp + 6 con el trasdós y se deter-mina el punto 0. Sobre AM se traza una semicircunferencia y por 0 la perpendiculara AM hasta obtener B. Con centro en A y radio AB se determina C en AM y setraza CD paralela a NO. AD es el plano de deslizamiento y 0 el ángulo correspon-diente. El empuje vale CD.DE -5 = Y 2y actúa a profundidad r formando ángulo 6 con la normal al trasdós.3.2.3 TEORIA DE RANKINE PARA SUELOS GRANULARES La teoría de RANKINE para el cálculo de empujes (3.6) se basa en las hipótesisde que el terreno presenta superficie libre plana y está en el llamado estado Rankine, 35

31. 31. en el cual presenta dos series de superficies planas de rotura, formando ángulos de45 f 2 con la horizontal (*). Para el caso particular de trasdós vertical (fig. 3-5) las componentes ph, pv dela presión a profundidad z vienen dadas por las expresiones Ph = yzA', Pv = YZA', - 2T 1 H ~-1 Figura 3.6siendo cos b - Jcosz fi - cos' cp xh = coti~ [3.12] cos/.l+ cos /3 - cos cp cosp - cos p - cos cp 1'" = sen fl cos j? cos #I + Jcos2 /Y? - cos2 q El empuje varía linealmente con la profundidad y sus valores vienen dados por Eh = ,$t?'h [3.14]estando su resultante a profundidad i H.(*) Para una exposición del tema puede verse JIMENEZ SALAS (3.7).36

32. 32. Obsérvese que si además de a = 90" se supone /? = 6, las expresiones [3.4] y [3.5]se transforman en las [3.12] y [3.13]. Si /3 = 6 = 0, se tiene II, =l-sencp h 1 + senfq [3.16]siendo ñ', = 0. Es decir, que la teoria de COULOMB para trasdós vertical y superficie de terre-no de ángulo /? igual al 6 de rozamiento del terreno con el muro conduce al mismovalor del empuje que la de RANKINE. En particular ambas teorías coinciden paratrasdós vertical y superficie de relleno horizontal si 6 = 0.3.2.4 CASO DE MUROS CON TALON Sin embargo, si el muro en lugar de carecer de talón, como ocurre en los casosindicados en las figuras 3-3, 3-4 y 3-5, lo tiene como se indica en la figura 3-7, quees caso frecuente en muros ménsula y muros de contrafuertes, la situción es distintaya que la masa de tierra ABCD descansa sobre el talón y de hecho si el muro girao desliza, lo hace con él. al b) Figura 3- 7 El cálculo del empuje en este caso no está resuelto satisfactoriamente (*) y lo nor-mal es calcularlo de acuerdo con lo expuesto en 3.2.1 ó 3.2.2. Sin embargo el CODEOF PRACTICE "EARTH RETAINING STRUCTURES" de la Institution ofStructural Engineers británica (3.2) recomienda un método interesante que resumi-mos a continuación.(*) JIMENEZ SALAS, SERRANO y ALPAÑES, en la referencia (3.7), tomo II, recogen esta dispersión de criterios y señalan como frecuente el cãlculo por la teoría de RANKINE, aunque con algunas reservas. 37

33. 33. Para el cálculo del muro como cuerpo rígido, a vuelco y deslizamiento, el empujese calcula también según 3.2.1 pero actuando sobre un trasdós virtual AB, pasandopor el extremo del talón, pero en este caso la presión se calcula para un valor 6 = <p.(Fig. 3-7b). El método puede suponer un ahorro importante en aquellos casos en que lascondiciones de vuelco o deslizamiento sean críticas en el proyecto, pero como vere-mos más adelante, esto precisamente no es frecuente en los muros con talón. Un método más riguroso de cálculo de empujes en muros con talón es el queexponemos en 9.2.3.2.5 SUELOS COHESIVOS No existe un método satisfactorio de cálculo de los empujes en este caso. Una dis-cusión detallada puede verse en la referencia (3.7). La Norma NBE-AE- (3.5) reco-mienda que si no se realizan determinaciones directas de las características del terrenose suponga, conservadoramente, que la cohesión es nula, y se utilicen por tanto lastablas T-3.2 y T-3.3. La publicación (3.2) contiene recomendaciones prácticas, queno se recogen aquí por su extensión, pero que distinguen los casos de arcillas no fisu-radas, limos y arcillas parcialmente saturadas y arcillas rígidas fisuradas.3.3 CASO DE EXISTENCIA DE CARGAS SOBRE EL TERRENO Tanto en Edificación como en Obras Públicas son frecuentes los casos de sobre-cargas de tipos muy variados, que a continuación se estudian.3.3.1 CARGA UNIFORMEMENTE REPARTIDA Se supone indefinida en el sentido del muro y de valor q por unidad de longitudde talud tal como se indica en la figura 3-8. Considerando la cuña MNC de la figura,aplicamos el método de COULOMB. Figura 3-838 1

34. 34. El peso de la cuña MNC, a profundidad H, incluida la sobrecarga correspon-diente, es P, = t yl& sen (u + fl) + ql [3.17] El peso P, se iguala al de una cuña NMC de un terreno virtual de densidad ticti-cia yI, de donde H I yl & sen @ + B) + ql = f 14 2 ~ sen sen a fa + B)y por tanto sen a y,=y+% H sen (a + fi)y como en ambos casos el empuje ha de ser el mismo E = f iy,H'dondesustituyendo yI, se tiene H2o bien sen a E=flyH2+IqH [3.18] sen (a + /?) La fórmula [3.18] indica que el empuje producido por una sobrecarga q por uni-dad de longitud de talud es el mismo que el producido por una altura adicional detierras tal que sen a yhe=q sen (u + /?)de donde h, = !! [3.19] y sen";a"T j?) (*) Si fi = 0, h, = 4 [3.20] Y(*) Debe prestarse atención a que la Norma NBE-AE- (3.5) da h, = 5 (q'es la sobrecarga por uni- dad de proyección horizontal), lo cual como hemos visto sólo es cierto para superficie de terreno horizontal, o para muro con trasdós vertical, como puede verse haciendo fl = 0 h, = ; o , c 1 a=90 (he=*=5 siendo q' la carga por unidad de proyección horizontal), en [3.19]. (La nor- ma NBE-AE- es una reedición literal de la MV-101 publicada en 1962). 39

35. 35. De acuerdo con [3.18], la presión adicional debida a la sobrecarga es sen a Ph = ihq sen (a + /?) sen a PY = A"4 [3.21] sen (a + b) sen a P =Aq sen (a + fl)siendo E. = JAí:+xy su diagrama es rectangular tal como se indica en la figura 3-8. El diagrama totalde presiones es por tanto trapecial. La profundidad del punto de aplicación del empuje total es de deducción inme-diata, resultando sen a 2yH+3q sen (a + /?) Y, = H [3.22] sen a 3yH+6q sen (a + p) Si /? = 0, y =H2YH+3q * [3.23] R 3yH+6q( )3.3.2 CARGA EN BANDA PARALELA A LA CORONACION (**) De acuerdo con TENG (3.3), y según la figura 3-9, para el caso de trasdós verti-cal y superficie de terreno horizontal, llamemos: pq presión horizontal en el punto A q carga en la banda, por unidad de superficie La presión real contra un muro rígido es doble de la obtenida por la aplicaciónde la teoría de la elasticidad. pq = $[j? - sen/3 coslw] !***) [3.24]donde p es el valor del ángulo en radianes. (*) De nuevo NBE-AE- adopta [3.23] como expresión general, cuando sólo es válida para 0 = 0 o bien para <y = 90" si q es la sobrecarga por unidad de proyección horizontal. (**) Este caso puede ser resuelto también dividiendo la carga en banda en varias cargas lineales parale- las y aplicando el método simplificado que se expone en 3.3.3b.(***) Para muros no rígidos, como es lo frecuente, el valor 2q puede sustituirse por 1,5q.40

36. 36. :"/r .-' 9q La distribución de presiones varía de acuerdo con lo que se indica esquemática-mente en la figura 3-9t 1. 2 al b)3.3.3 CARGA EN LINEA PARALELA A LA CORONACION a) Método basado en la teoría de la elasticidad A partir de 3.3.2, puede resolverse este caso haciendo tender a cero el ángulofi (Fig. 3-10). Llamando z a la profundidad del punto considerado A, y N a la cargalineal por unidad de longitud, para p z sen p z 0, se tiene Ap = = B¿ MN=-- P- MP=p cos w ('os 0 co.+ <o b) Figura 3-10

37. 37. Deberá cumplirse Bz N=qMP=q&de donde N cos o 48 = [3.25] z Para p Ñ sen /? Ñ 0, [3.24] toma la forma PN = cos2w) = *sen2w [3.26] 7cy sustituyendo [3.25] y [3.26] [3.27] b) Método simplificado de TERZAGHI El CIVIL ENGINEERING CODE OF PRACTICE (3.2) a la vista de las incer-tidumbres en la aplicación de la teoría de elasticidad a los suelos, adopta un métodosimplificado, debido a TERZAGHI, que resumimos a continuación. Figura 3-11 El empuje producido por la carga en línea, N, puede considerarse equivalentea otro 3Lh N, donde el valor Áh es el obtenido por la teoría de COULOMB y vienedado por tanto por la fórmula [3.4] o más sencillamente por las tablas T-3.2 y T-3.3. El empuje & N se aplica sobre el plano virtual BD, en un punto A' situado ala misma profundidad que el A, que a su vez se obtiene trazando por el punto Cde aplicación a la carga en línea, una recta formando 40" con la horizontal hasta que42

38. 38. corte al trasdós del muro. Si el corte se produce en el trasdós por debajo de la basedel muro, el efecto de la carga N, puede ser despreciado. El método tiene la ventaja de su sencillez pero presenta el inconveniente de queal sustituir la distribución continua de presiones a lo largo de la altura, por una cargalineal única, Ah N, no permite calcular los esfuerzos a que está sometido el muro másque en su arranque.3.3.4 CARGAS PUNTUALES 0 CONCENTRADAS EN AREAS REDUCI- DAS (ZAPATAS) a) Método basado en la teoría de la elasticidad En este caso la distribución de presiones no sólo es variable con la altura sinotambién a lo largo del muro. , x=mH IN al b) Figuru 3-12 En el plano vertical perpendicular al trasdós del muro pasando por el eje de lacarga, las presiones son máximas para cada profundidad z considerada (figs. 3-12 ay b), y la variación en dicho plano, de acuerdo con las notaciones de la figura 3-12 b,viene dada por las fórmulas siguientes: nz Si m < 0,4 p,q, = 0,2¿z [3.28] H7 (0,16 + n2)3 l N mz n2 Si m > 0,4 p "0 = 1.777i;, l (m2 + n2)3 [3.29] La distribución a lo largo del muro en cualquier plano horizontal puede ser cal-culada mediante la fórmula PN = PNo cos $ [3.30] El significado de + se indica en la figura 3-l 2b. 43

39. 39. b) Método simplificado del CIVIL ENGINEERING CODE OF PRACTICE (3.2) El método anterior aparte de las incertidumbres de la aplicación de la teoría dela elasticidad a los suelos, presenta el inconveniente de corresponder únicamente alcaso de carga puntual. En el caso de cargas repartidas sobre áreas de una cierta exten-sión, como es el caso de zapatas cuando existen edificios próximos a la coronacióndel muro, el método no es aplicable, salvo que se proceda a la división del área carga-da en pequeñas áreas, cuyas cargas puedan asimilarse a otras puntuales, operandoentonces por superposición, lo cual es muy trabajoso. El Código de Práctica citada, adopta un método simplificado, derivado del ex-puesto en 3.3.3b). De acuerdo con ello se determina el punto A trazando por el centro0 de la aplicación de la carga la recta OA formando 40" con la horizontal. tINu-- 4 - ~---__ 17 ,& 4o" fLoJ / / b ' A . * - lr': Aa N ;' I- I -r ' x2 I al -k -4 b) Figura 3-13 El empuje equivalente es, como vimos, A,,N, siendo N la resultante de la cargasobre el terreno y dicho empuje equivalente se reparte en un ancho b + x, según seindica en la figura 3- 13 b). El método tiene los inconvenientes ya señalados en 3.3.3b) respecto a la ignoran-cia del reparto de esfuerzos sobre el muro por encima de su arranque.3.4 MUROS PARALELOS Este caso, relativamente frecuente en algunas obras públicas, presenta aspectosespeciales. En efecto, dependiendo de las características del suelo y de la separacióny altura de los muros, pueden resultar modificaciones en los empujes. En primer lugar y de acuerdo con la teoría de COULOMB se determina la direc- ción de la cuña de rotura, en la hipótesis de existencia de un solo muro. Si este ángulo

40. 40. B -1 B' - cl al b) Figuru 3-14es $, trazamos por D una paralela que cortará a AB en el punto F. Hasta la profundi-dad F, en el caso de un solo muro el diagrama de empujes puede ser calculado y serácomo el indicado A'F' en la figura 3-14b). Tanteamos ahora para distintos planos BG el valor del empuje, considerandola existencia de ambos muros, lo cual se realiza mediante el polígono vectorial indica-do en la figura 3-14~) en el que son conocidos el peso p, del relleno BGDA más lasobrecarga correspondiente, la reacción en dirección y magnitud del muro DC contrael relleno, igual y contraria al empuje deducido de la ley A'F' hasta la profundidadG, la dirección de F que ha de formar con BG el ángulo de rozamiento interno <py la del empuje buscado E, que ha de formar con AB el ángulo 6 de rozamiento entresuelo y muro. Tanteando varias profundidades del punto G, se determina el valor máximo deE,. Restando a dicho valor máximo el empuje correspondiente hasta el nivel F', ladiferencia se distribuye linealmente entre F' y B'. En lo anterior se ha supuesto que el punto G correspondiente al valor máximoresulta por encima de la profundidad F. Si no es así, debido a la distancia entre losmuros se produce un efecto silo. De acuerdo con NBE-AE- (3.5) las presiones sobre un plano vertical y otro hori-zontal, respectivamente, vienen dadas por las fórmulas. p'= yzo(l -e-i(,)& [3.31] p" = yq (1 - e j,, ) [3.32]donde A zo = ~ [3.33] U 2, 45

41. 41. siendo: A: Sección horizontal, igual a la separación entre muros multiplicada por la lon- gitud de la pareja de muros. I U: Doble de la suma de la separación entre muros más la longitud de la pareja de muros.Ah, 2,: Tienen los significados vistos anteriormente. Si la longitud de la pareja de muros es muy grande respecto a su separación d, ' dzo = ñ- Y Si el trasdós del muro forma con la horizontal un ángulo ~1, se está en el mismocaso que en las tolvas de los silos y la presión normal vale pn = p' sen2 a + p" co.9 a [3.34] La tabla T-3.4, tomada de (3.5) proporciona los valores de 1 - e-$ . TABLA T-3.4 FUNCION DE PRESION EN SILOS 1 - e-2 :<> z:z, z:z, 0,oo 0,000 1,oo 0,632 2,00 0,865 0,05 0,049 1,05 0,650 2,05 0,871 0,lO 0,095 1,lO 0,667 2,lO 0,877 0,15 0,139 1,15 0,683 2,15 0,883 0,20 0,181 1,20 0,699 2,20 0,889 0,25 0,221 1,25 0,713 2,25 0,895 0,30 0,259 1,30 0,727 2,30 0,900 0,35 0,295 1,35 0,741 2,35 0,905 0,40 0,330 1,40 0,754 2,40 0,909 0,45 0,362 1,45 0,766 2,45 0,914 0,50 0,393 1,50 0,777 2,50 0,918 0,55 0,423 1,55 0,788 2,55 0,922 0,60 0,451 1,60 0,798 2,60 0,926 0,65 0,478 1,65 0,808 2,65 0,929 0,70 0,503 1,70 0,817 2,70 0,933 0,75 0,528 1,75 0,826 2,?5 0,936 0,80 0,551 1,80 0,835 2,80 0,939 0,85 0,573 1,85 0,843 2,85 0,942 0,90 0,593 1,90 0,850 2,90 0,945 0,95 0,613 1,95 0,858 3,00 0,95046

42. 42. 3.5 EMPUJE AL REPOSO Como ya hemos dicho este valor del empuje puede producirse cuando la defor-mabilidad del muro es extremadamente pequeña. El valor de 3, en la fórmula [3.6] es diticil de evaluar, pero en arenas suele variarentre 0,4 y 0,6. Frecuentemente en terrenos granulares se estima por la fórmulaA = Z - sen <p. En terrenos cohesivos alcanza valores de 0,5 a 0,75. Un método aproximado de uso frecuente es el indicado en la figura 3- 15. Parael caso en que no hay carga sobre el relleno el diagrama triangular de presiones (tig. 3-15a) se sustituye por uno rectangular de valor dos tercios de la presión máxima deempuje activo pero calculado con A = 2 - sen cp. Para el caso en que existe carga so-bre el relleno (fig. 3- 15b), se opera análogamente. X= l - s e n !Y a) b) Figura 3-1.5 En la práctica, incluso en muchos casos de muros de gran rigidez, no se producela situación de empuje al reposo, sino simplemente la de empuje activo, o una muypróxima a ella. Ello es debido a que en la mayoría de los casos el relleno del trasdósse compacta sólo moderadamente.3.6 INFILTRACION DE AGUA EN EL RELLENO En todo lo anterior hemos supuesto el terreno seco y manejado en las fórmulassu densidad seca y. Esta es una situación poco frecuente en la práctica. La presencia de agua en el relleno, bien por la acción de la lluvia, bien por infíl-traciones subterráneas, afecta de manera importante a todo lo anterior. 47

43. 43. a) Si el material del relleno es muy permeable como es el caso de las gravas yde las arenas gruesas e incluso medias, la aportación de agua será evacuada por elsistema de drenaje(*) mediante el establecimiento de una red de filtración de direc-ción predominantemente vertical. Mientras el sistema de drenaje sea capaz de eva-cuar el agua filtrante, el nivel de agua no rebasará la cota inferior del sistema dedrenaje y las fórmulas vistas hasta ahora para calcular las presiones y empujes siguensiendo válidas sin más que reemplazar en ellas la densidad seca y por la densidadaparente yh. Esta última densidad varía naturalmente con el grado de humedad delsuelo y la falta de ensayos directos puede ser estimada a partir de los datos de la tablaT-3.5. TABLA T-3.5 DENSIDADES APROXIMADAS DE DISTINTOS SUELOS GRANULARES (3.2)7-- DENSIDAD APARENTE DENSIDAD SUMERGIDA MATERIAL ?h/ (tim') (&) Gravas 1,60-2,00 0,96-l ,28 Arenas gruesas y medias 1,68-2,OS 0,96- 1,28 Arenas finas y arenas limosas 1,76-2,16 0,96- 1,28 Granitos y pizarras 1,60-2,08 0,96-l ,28 Basaltos 1,76-2,24 1,12-1,60 Calizas y areniscas 1,28-1,92 0,64-l ,28 Ladrillo partido 1,12-1,76 0,64-0,96 Cenizas volantes 0,64-0,96 0,32-0,48 b) Si el material del relleno es de baja permeabilidad, como ocurre en arenas finasy arenas limosas, y la aportación de agua es importante, aunque se establezca la redfiltrante hacia el drenaje y éste sea capaz de desaguar el caudal correspondiente, seproduce un aumento de las presiones y empujes respecto al caso anterior. Las presiones en este caso pueden ser estimadas sustituyendo en las fórmulasla densidad seca y por la densidad sumergida y' y añadiendo una presión que a pro-fundidad z viene estimada por p' = OJzy,(**) [3.35]donde yu es la densidad del agua y p' actúa perpendicularmente al trasdós. El empujecorrespondiente es de cálculo inmediato. c) Si la aportación de agua excede a la capacidad de desagüe de la red de drenaje,el nivel del agua puede alcanzar la cota de la coronación del muro, en el caso limitey en ese caso la presión p' se duplica alcanzando el valor de la presión hidrostática. p' = zy"(**) [3.36] (*) Para los sistemas y detalles de drenaje. véase el Capítulo 13. (**) Se supone que la infiltración afecta a toda la altura del trasdós. En otro caso la teoría es inmediata- mente generalizable. 48

44. 44. d) En cualquier caso, la presión hidrostática debe ser considerada siempre paraniveles inferiores al más bajo del sistema de drenaje. Este es un caso particular delmás general indicado en el apartado siguiente.3.7 RELLENO INUNDADO HASTA UNA CIERTA COTA En el caso general indicado en la figura 3- 16, con relleno de ángulo b y una so-brecarga q por unidad de longitud de talud, las presiones a profundidad z resultan: Ph = 1 $(z - ZO) + YZO + q sen a sen (a + /?) 1 Ah + ya (z - za) sen a [3.37] py = 1 y' (z - zo) + yzo + q sen a sen (a + /?) 1 i, + ya (z - z(,) cos a [3.38] En [3.37] y [3.38] y debe ser sustituida por yh si el terreno puede estar húmedo.Si z d za, en [3.37] y [3.38] debe hacerse za = z. - -/ jjjj; i:.::::. fi::i;.;li , :: .,.; i! j$;;$:;;, P /.,... .:.,.: , :::::. i i;;;;jj;;j;j;l NIVEL FREATICO !.~.'.~.~.~.~.~.~ . . +::jf::F:,:,. !:I:I:]:j:i:i:j:I:_::,, d R.- ;:::. ::::.~.~;:. .:. '.'.'... ,~.~.~ <_.. :. ::::.:., :.:.::::;:. :::: ~::;:: :::::;... ::: .:.:.:.: '.:.:.:.:.:.:.:.:.:.:.:.:.:.:. ~~~ ;:::. Figura 3- 163.8 RETRASO DE MAREA En rellenos muy permeables y bien drenados, el retraso de marea produce efectosdespreciables. En arenas, dependiendo de la proporción de finos y por tanto de lapermeabilidad, el efecto puede ser importante siendo esperable una presión hidrostá-tica y,,h apreciable, incluso en rellenos bien drenados. En terrenos arcillosos o limo-sos puede ser necesario considerar como valor de h el de la carrera de marea entero. 49

45. 45. Figura 3-173.9 EMPUJE PRODUCIDO POR LA COMPACTACION DEL RELLENO En algunos casos los probables asientos futuros del relleno debidos a su propiopeso carecen de importancia pero frecuentemente no ocurre así, y para controlar talesasientos se recurre a la compactación del relleno. Esta compactación, en toda la zona correspondiente a la cuña de deslizamiento,debe realizarse con especial cuidado, empleando medios ligeros. El empleo de com-pactadores pesados puede conducir a una sobrecompactación que produzca presio-nes superiores a las correspondientes al empuje activo.3.10 EMPUJE PRODUCIDO POR EL HIELO En zonas de fuertes heladas, si el terreno contiene agua por encima de la profun-didad de helada, la expansión de volumen correspondiente puede producir empujesmuy considerables, tales que es antieconómico proyectar los muros para que seancapaces de resistirlos. El problema no existe con gravas y arenas gruesas o medias, pero puede presen-tarse cuando el terreno está formado por arenas finas, limos o arcillas. La solución más simple es sustituir el terreno hasta la profundidad de heladapor material fácilmente permeable y drenarlo adecuadamente.3.11 EMPUJES PRODUCIDOS POR LA VARIACION DE TEMPERATURA Un caso particular de empuje puede producirse en situaciones como la indicadaen la figura 3-18a), en la que la dilatación de otra parte de la construcción (en estecaso y a título de ejemplo, un pavimento de hormigón, p) está coartada por el muro.Es económicamente muy costoso y técnicamente perjudicial para el muro y para elpavimento intentar resistir la fuerza F y lo adecuado es evitar que se produzca dispo-niendo una junta de dilatación. (Fig. 3-18b).50

46. 46. F t a) b) Figura 3- 183.12 E M P U J E P R O D U C I D O P O RL E L O L E A J E La evaluación del empuje producido por las olas contra un muro no puede hoyhacerse con buena precisión y la experiencia práctica sigue aún siendo la guía princi-pal. La presión ejercida es la suma de la presión hidrostática y de la presión dinámicadebida al movimiento de las partículas de agua. CRESTA DEL CLAPOTIS _---- - - -~L-L;H~L~oELAG"A EPOSO S E N O PC' CLAPO PRESION HIDROSTATICA L = Longitud de ola yw = Densidad del agua P2 = LH rosll z"L" H + h. p1 = ( &qd + '2' H + h + d 0 Figura 3-1 Y 51

47. 47. Es esencial distinguir el caso de olas que se reflejan contra el muro, de aquel enque las olas rompen contra el propio muro, en cuyo caso la estructura ha de absorberun empuje mucho mayor. La presencia de uno u otro caso, depende, como es sabidode la relación de la profundidad junto al muro a la altura de ola. a) Ola rejlejada en el muro. La teoría clásica para ondas estacionarias es debidaa SAINFLOU (3.8) y se resume en la figura 3-19, que corresponde al diagrama depresiones debido al paso de la cresta. (Valor máximo). Téngase en cuenta la carrerade marea para el nivel del agua en reposo. En la figura no se indica la subpresión. El método de SAINFLOU, se ha revelado como aceptable para valores de gentre 0,08 y 0,20. Para valores inferiores a 0,08, infravalora el empuje y lo contrarioocurre para valores superiores a 0,20. Un tratamiento más completo del tema puede seguirse en el SHORE PROTEC-TION MANUAL (3.9) que contiene un amplio conjunto de gráficos para el cálculode empujes en casos muy diversos. b) Ola rompiendo contra el muro. Se dispone para el caso de ondas en roturasolamente de algunas relaciones empíricas. MINIKIN (3.10) propone un diagramacomo el indicado en la figura 3-20. (No se indica en la figura la subpresión.) - I PRESION OINAMICA Figura 3-20 Para la estimación de la presión máxima propone la fórmula pmti = 100 yw 2 ; (d, + d,) [3.39] dl 1 .donde: Hb = Altura de la ola rompiente Ld, = Longitud de ola d, = Profundidad a la distancia Ldl del muro d, = Profundidad junto al muro = Densidad del agua [longitudes en pies y fuerzas en libras)52

48. 48. Como área dentro del diagrama de presiones dinámicas toma Fd = ~már Hh [3.40] 2que da por tanto la fuerza dinámica total actuando a cota d,. c) Método de GODA válido simultáneamente para ondas estacionarias y en rotu-ra. El método, más moderno que los anteriores y basado en investigaciones experi-mentales evita la discontinuidad que presentan los mismos según la ola rompa o no.El método puede seguirse en detalle en la obra de SUAREZ BORES (3.1 l), en lade DEL MORAL y BERENGUER (3.12) y en la referencia (3.13). I.I.c.L IL. ""Y" I 1 1 EN REPOSO Figura 3-21 El diagrama de presiones dinámicas es el indicado en la figura 3-2 1, donde: PI = ILHD (aI + ad [3.41] Pr = PI [3.42] cosh @!' Ldonde Yn = Densidad del agua L = Longitud de ola de cálculo HD = Altura de ola de cálculo ai = 0,6 + ; [3.43] a2 = El menor de los valores [3.44] 2d I HLJ [3.45] 53

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Muros de Contencion y Muros de Sotano - calavera 1989

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Publicado el 1. J. Calavera Dr. Ingeniero de CaminosMUROS DE CONTENCION Y MUROS DE SOTANO 2.a edición 2. A Eduardo Torroja (t), Juan Batanero (t),Carlos Fernández Casado (t), Alfredo Páezy Florencio del Pozo, a los que debo mi vo-cación y mi primera formación en los temasestructurales. 3. PROLOGO A LA l?

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En el siguiente experimento se explican los empujes laterales y la importancia del ángulo de reposo que tiene el terreno, así cómo la afectación que existe al muro de contención.

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Se propone el diseño para un muro con una pantalla de 2.2 metros para un suelo de Arcilla Media. El objeto pasa todas las revisiones.

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Se comparte la herramienta de cálculo dada por el asesor para llevar a cabo la memoria de cálculo de un Muro de Contención.

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Al colocar un muro de contención, es necesario conocer el funcionamiento del suelo con relación a la forma en la que la materia reposa de su estado natural y su estado afectado por fuerzas externas.

Según las características físicas, químicas y mecánicas del suelo, el profesional de la construcción tiene la obligación de investigar las condiciones bajo las cuales se trabajará en obra, para hacer las consultas pertinentes a la seguridad de los trabajadores.

Si bien, el arquitecto no tiene porque memorizar las tablas, es importante que las conozca y las tenga a la mano para la consulta.

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En el siguiente documento se establece la normalidad que debemos considerar para estabilizar el ángulo de reposo sin que este dañe las cimentaciones colindantes, todo ello aplicando formulas relacionadas con las características del terreno y las características de la cimentación, entre otras.

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Calavera, J. (Enero de 1987). Muros de Contencion y Muros de Sotano. Obtenido de Slideshare: https://es.slideshare.net/ericllanoslema/muros-de-contencion-y-muros-de-sotano-calavera-1989

CYPE Ingenieros, S.A. (s.f.). Generador de costos. Obtenido de Generador de Precios. México: http://www.mexico.generadordeprecios.info/obra_nueva/Urbanizacion_interior_del_predio/Contenciones/Muros_de_contencion/UNM020_Muro_de_contencion_de_concreto_refo.html

Erick, H. (02 de Junio de 2014). EMPUJES PASIVO Y ACTIVO. [Archivo de video]: Recuperado de https://www.youtube.com/watch?v=wEj_vkCcgGY

EstabilidadTaludes. (14 de Septiembre de 2011). Demostracion del Empuje Activo y Pasivo en Muros. [Archivo de video]: Recuperado de https://www.youtube.com/watch?v=axQn-qVf24Q

ingemecanica.com. (1977). Taludes [PDF]. Obtenido de ingemecanica.com: https://ingemecanica.com/legisla/objetos/nte/nte-cct.pdf

ingeniero-de-caminos.com. (s.f.). Estabilidad de taludes. [Entrade de vlog]: https://ingeniero-de-caminos.com/estabilidad-de-taludes/

Peña H. (s.f.) Diseño de muro de contención en voladizo. [Hoja de Excel]. Recurso compartio por el asesor.

Universidad de Castilla - La mancha. (s.f.). Muros de contención [PDF]. Obtenido de IngenieriaRural.com: https://previa.uclm.es/area/ing_rural/Hormigon/Temas/Muros2011.pdf

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En el siguiente artículo se nos habla de las taludes, haciendo énfasis en los factores que componen su estabilidad, también enuncia algunos estudios para analizar la misma.

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Un talud artificial es una porción de vertiente natural cuyo perfil original ha sido modificado con intervenciones artificiales que pueden comprometer la estabilidad. Si un talud es natural se denomina ladera.

La inestabilidad de un talud es debida, en general, al peso, a los efectos de las filtraciones y a las sobrecargas externas.

Factor de seguridad en taludes

El objetivo del análisis de la estabilidad de un talud es determinar el factor de seguridad, cuyo valor es el cociente entre la resistencia a corte disponible del terreno y la requerida para mantener el equilibrio. La superficie de falla es la superficie crítica a lo largo de la cual asumimos que va a producirse el deslizamiento del talud.

Existen diferentes métodos para determinar el factor de seguridad en taludes siendo uno de los más empleados el método simplificado de Bishop.

Cuál es la pendiente ideal de un talud

Talud natural (o ángulo de reposo) es la pendiente máxima de un terreno sin que se produzca deslizamiento. Desde un punto de vista económico, la pendiente de talud ideal es la que corresponde a la mínima masa de tierra desplazada, es decir, al talud más inclinado.

¿Qué factores intervienen en la estabilidad de los taludes?

Los factores externos que afectan la estabilidad de taludes son aquellos que producen aumentos en los esfuerzos cortantes, sin que se vea alterada la resistencia del suelo.

Los factores internos son los que suponen una disminución de la resistencia al corte del suelo constitutivo del talud, como pueden ser el aumento de la presión de poro o la disipación de la cohesión.

Algunos factores, ligados a algunos procedimientos constructivos, son:

La modificación del curso interno natural del agua que puede aumentar las presiones de infiltración o cambiar su orientación a una más desfavorable.

Modificación de la pendiente del talud, ya sea por causas naturales o artificiales: un evento de movimiento masivo puede restaurar la pendiente a su ángulo de reposo.

Sobrecargas en estratos débiles y sobrecargas de terrenos con planos de estratificación desfavorables

Ocurrencia de sismos

Incremento de la carga hidrostática bajo la superficie de un corte al cubrirse con una capa impermeable

Erosión por lluvia

Pérdida de la cubierta forestal: sistemas de raíces que unen el suelo se han ido en gran parte y el exceso de agua que antes usaban los árboles ahora permanece en el suelo.

Sobrecarga en coronación de talud

Socavación del pie del talud en márgenes de ríos y costas.

Cambios en las características hidrológicas: las fuertes lluvias pueden saturar el regolito reduciendo el contacto grano a grano y reduciendo el ángulo de reposo, desencadenando un evento de movimiento masivo. Las fuertes lluvias también pueden saturar la roca y aumentar su peso.

Los cambios en los sistemas de aguas subterráneas pueden aumentar o disminuir la presión del fluido en la roca y desencadenar eventos de movimiento masivo.

El exceso de agua en un talud es la causa principal de los deslizamientos de tierra y su incidencia está directamente relacionada con la lluvia, aunque la geología, el tipo de suelo y la topografía son todos factores que contribuyen.

Las condiciones que contribuyen al exceso de agua o al exceso de presión del agua del suelo incluyen: drenaje deficiente, represas mal ubicadas y la eliminación de vegetación perenne de raíces profundas. Los deslizamientos de tierra pueden ocurrir en suelos volcánicos o sedimentarios. Ocurren con mayor frecuencia en pendientes de más de 25º, pero también ocurren en pendientes más suaves.

Métodos de análisis de estabilidad de taludes

Los métodos de análisis de estabilidad de taludes más utilizados en ingeniería se basan en la búsqueda del mecanismo de falla más probable asociado al factor de seguridad mínimo. Este factor, en general, es el cociente entre las fuerzas o momentos resistentes del talud y las fuerzas o momentos actuantes.

Para resolver problemas de estabilidad de taludes se emplean las ecuaciones de equilibrio y los vínculos constitutivos que describen el comportamiento del terreno. La complejidad de las ecuaciones de equilibrio, al ser los terrenos sistemas multifase, nos llevan a introducir hipótesis simplificadas.

Las leyes constitutivas simplificadas se aplican a un modelo rígido perfectamiente plástico. Asuminos que la resistencia del suelo se expresa en función de la cohesión y el ángulo de rozamiento interno, que son constantes para el terreno y característicos del estado plástico, dando por válido el criterio de rotura de Mohr-Coulomb.

En algunos sistemas se satisfacen sólo en parte las ecuaciones de equillibrio.

Estas completísimas notas sobre análisis de estabilidad de taludes de Jorge E. Alva Hurtado, Profesor Principal de la Facultad de Ingeniería Civil de la Universidad Nacional de Ingeniería de Perú, analizan las características y aspectos críticos de varios tipos de problemas de estabilidad de taludes, así como los métodos y procedimientos de estabilización de taludes, estudios geológicos y geotécnicos, y el uso de ábacos en los cálculos.

Método del equilibrio límite (LEM)

El método del equilibrio límite estudia el equilibrio de un cuerpo rígido constituido por el talud y una superficie de deslizamiento de cualquier forma. En el equilibrio se calculan las tensiones de corte y se comparan con la resistencia disponible, valorada con el criterio de rotura de Coulomb. Entre los métodos del equilibrio último, algunos consideran el equilibrio global del cuerpo rígido (Culman). Otros, por falta de homogeneidad, dividen el cuerpo en rebanadas considerando el equilibrio de cada una (Fellenius, Bishop, Janbu, etc.).

Método de las rebanadas

El método de las rebanadas es un método de equilibrio último que subdivide la masa susceptible al deslizamiento en n rebanadas. El problema tiene las siguientes incógnitas:

n fueras normales Ni y n fuerzas de corte Ti en la base de cada rebanada

(n-1) fuerzas normales Ei en la conexión de las rebanadas

(n-1) fuerzas tangenciales Xi en la conexión de las rebanadas

n coordenadas del punto de aplicación de las Ei

(n-1) coordenadas del punto de apliación de las Xi

Coeficiente de seguridad F

Las ecuaciones de las que disponemos:

n ecuaciones de equilibrio de momentos

n ecuaciones de equilibrio en la traslación vertical

n ecuaciones de equilibrio en la traslación horizontal

n ecuaciones del criterio de rotura

El problema de estabilidad del talud, por tanto, tiene un grado de indeterminación de (2n-2). Si asumimos que Ni se aplica en el punto medio de la franja (distribución uniforme de tensiones normales) el grado se reduce a (n-2).

Estabilización de un talud

Algunos de los eventos desencadenantes de movimientos en masa de taludes pueden evitarse empleando técnicas de ingeniería con el objetivo de hacer la pendiente más estable.

Cuando la pendiente de un talud no pueda ser estabilizada, debe evitarse el uso de esta área para fines que puedan poner en peligro vidas y propiedades.

Descargar programa Slide estabilidad de taludes

Slide es un programa de estabilidad de suelos y laderas rocosas que analiza, mediante elementos finitos, el efecto de las filtraciones de agua del terreno. Este programa, con gran capacidad probabilística, dispone de hasta 17 criterios de resistencia de suelos y rocas, incluyendo los criterios de Mohr-Coulomb y Hoek-Brown. Aquí te puedes descargar la versión de prueba, además de otros programas freeware de estabilidad de suelos, como Roclab.

Libros de Estabilidad de Taludes

Más info:
Galería de imágenes de deslizamientos de taludes (wsdot)

Rotura de un talud | Revista de Obras Públicas (2004) - Aplicación de los principios del cálculo de variaciones a la determinación de dos funciones, y(x) y a(x), que representan la tensión normal a lo largo de la línea y(x), que es la línea de rotura del talud, y se relacionan entre sí al establecer las tres ecuaciones de equilibrio en un punto de las fuerzas actuantes, teniendo en cuenta la ley de Coulomb.

Geoslope International - Canal youtube
NTP 278: prevención del desprendimiento de tierras es una guía de buenas prácticas para prevenir el deslizamiento de tierras en trabajos realizados en zanjas.

El tomo segundo de Mecánica de suelos trata de las helada en suelos, estabilidad de taludes, teorías de capacidad de cargas y de principios básicos para el diseño de presas de tierra. Análisis de asentamientos.- Presión de tierras sobre elementos de soporte.- Cimentaciones poco profundas. Cimentaciones profundas.- Principios para el diseño de pavimentos en caminos y aeropistas.- Breve exposición sobre las condiciones de cimentación en el valle de México.
MECANICA DE LOS SUELOS II | JUAREZ

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▷ Estabilidad de taludes | ingeniero de caminos

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Un talud artificial es una porción de vertiente natural cuyo perfil original ha sido modificado con intervenciones artificiales que pueden comprometer la estabilidad. Si un talud es natural se denomina ladera. La inestabilidad de un talud es debida, en general, al peso, a los efectos de las filtraciones y a las sobrecargas externas.

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Demostracion del Empuje Activo y Pasivo en Muros