Excavaciones Profundas – Cimentaciones (página 2)

pv+ SqFC cu NcFR donde

cu es la cohesión aparente del material bajo el fondo de la excavación, en condiciones no consolidadas no– drenadas (UU);

Nc es el coeficiente de capacidad de carga definido y que depende de la geometría de la excavación. En este caso, B será el ancho de la excavación, L su longitud y D su profundidad. Se tomará en cuenta además que este coeficiente puede ser afectado por el procedimiento constructivo;

pv es la presión vertical total actuante en el suelo, a la profundidad de excavación; FR se tomará SqFC son las sobrecargas superficiales afectadas de sus respectivos factores de carga; y igual a 0.7 Para analizar la condición crítica en la que ocurre este tipo de falla, Terzaghi propuso un mecanismo de falla de fondo de excavaciones ademadas en arcilla saturada que considera que la porción adyacente de suelo que desciende en el momento que se produce el levantamiento del fondo de la excavación tiene como base un porcentaje del ancho B de la excavación, cuando la base de la excavación es bastante extensa, produciéndose en esta porción de suelo fuerzas de corte vertical que tratan de evitar el desplazamiento descendente de la masa de suelo adyacente a la pared de la excavación. De este mecanismo se propuso el siguiente factor de seguridad que se expresa por la relación entre los momentos, respecto al eje que pasa por uno de los vértices del fondo de la excavación, de las fuerzas resistentes, Mr, que se oponen al deslizamiento, y el de las fuerzas actuantes, Ma, que tienden a producirlo esta relación esta dada por:

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 6 Ing. Manuel Sierra Alvarado Expresando esta ecuación en términos de esfuerzos

Esta ecuación permite tomar la variación de la resistencia al corte de la arcilla con la profundidad, cuando se tiene variaciones significativas. Pero si se tiene una arcilla considerablemente homogénea la ecuación seria:

2.1.2 Falla de fondo por Expansión Por otra parte, podemos verificar la Falla de Fondo por Expansión (Bufamiento), la cual se puede presentar en todo tipo de suelo, pasando inadvertida en los suelos no plásticos, sin embargo en zonas cuyos suelos corresponden a arcillas blandas, altamente compresibles y expansibles, el fenómeno se advierte a simple vista por lo general en el comportamiento de cimentaciones compensadas, al observarse asentamientos causados por la recuperación de las expansiones generadas durante el proceso de excavación y colado del cajón de cimentación en aquel caso.

Este tipo de falla, presenta dos componentes: • La expansión inmediata , la cual ocurre simultáneamente con el decremento de la presión vertical total, sobre el plano del fondo, al retirar la tierra excavada. El suelo bajo el fondo, sufre cambios de volumen despreciables, comportándose como un material elástico confinado. • La expansión lenta , se desarrolla gradualmente en el tiempo, acompañada del aumento del volumen de la arcilla y de absorción de agua, causados por un decremento de la presión vertical intergranular en la masa del suelo bajo el fondo de la excavación. Estas componentes, sumadas, dan como resultado la expansión total . Podríamos decir que, al construirse una cimentación compensada, cuyo peso agregado al de la estructura sea igual al de la tierra excavada, el asentamiento por recuperación , será igual a la expansión total previa , lo cual se expresa por la siguiente expresión:

Por otra parte, el abatimiento del nivel freático hasta el fondo de la excavación, genera flujo de agua hacia el interior de la misma, lo que provoca fuerzas de filtración ascendentes las cuales a su vez inducen esfuerzos ascendentes sobre las partículas de arcilla subyacente al fondo, disminuyendo así la presión intergranular vertical y contribuyendo con ello a la expansión volumétrica de la arcilla.

El Factor de seguridad contra la Falla de Fondo o Bufamiento, depende de algunas variables como: profundidad, ancho, longitud de excavación, sobrecarga, distancia del fondo de excavación al estrato resistente, resistencia de los suelos adyacentes y bajo el nivel de excavación. Considerando las características de un proyecto, para la condición de excavación total, se debe determinar un factor de seguridad contra la Falla de Fondo o Bufamiento del orden de 1,6. Debe indicarse que este factor deberá revisarse luego de diseñado el proyecto, además de la metodología de excavación que emplee el constructor, que puede ser total o parcial. Por otra parte, las excavaciones que se realizan para sótanos trae consigo la subpresión completa de las presiones verticales que originalmente actuaban sobre el suelo al nivel de la cota de fundación, como consecuencia, el fondo de la excavación se levanta, es decir, asciende. Luego, con el progreso de la construcción, las presiones transmitidas por el edificio igualan y generalmente terminan por sobrepasar las presiones originales ejercidas por el suelo excavado, de modo que el levantamiento desaparece y el edificio

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 7 Ing. Manuel Sierra Alvarado se asienta. Si el edificio tiene un peso mayor que el del suelo excavado el asentamiento pasó por dos periodos:

1.- El primero dura hasta que la presión unitaria en la cota de fundación de la losa de cimentación, se hace igual a la presión original que ejercía e peso de suelo excavado.

2.- El segundo empieza en el momento en que esta presión es excedida. Las del primer periodo pueden ser muy distintas.

Al terminar el primer periodo, cuando la carga del edificio es igual al peso del material excavado, el asentamiento es igual o ligeramente superior al levantamiento que ha experimentado el fondo, que comúnmente es muy pequeño. Si la carga total que el edificio terminado transmite al suelo no alcanza un valor mayor, el asentamiento se detiene poco después de terminada la construcción. Se ha mencionado ya que este fenómeno se ha utilizado desde hace mucho tiempo en el proyecto de edificio en suelos blandos. 2.1.3 Falla de fondo por Subpresión Para un análisis completo de excavación, es necesario considerar la Falla por Subpresión causada por la presión hidrostática que podría producir levantamiento del fondo de la excavación, y perder empuje pasivo en el empotramiento de los sistemas de retención. Para descartar este tipo de falla es indispensable el abatimiento del nivel freático controlando la diferencia de presiones. Es importante también realizar una observación de la presión hidráulica en el caso de la presencia de estratos permeables y semipermeables cercanos a la capa del fondo de la excavación, dando así una mayor seguridad al fondo de la excavación ante la Falla por Subpresión. Para que el fondo de la excavación no se levante debido a la diferencia de presiones hidráulicas, se debe cumplir que la presión total en la superficie de contacto con el estrato siguiente de la capa donde se encuentra de fondo de la excavación sin considerar la presión del suelo excavado, sea mayor a la presión del agua, afectado por un factor de seguridad de 1,5.

Con la presión necesaria para no producir levantamientos en el fondo de la excavación, podemos determinar el nuevo nivel freático sabiendo que y proceder con la operación de abatimiento. En el caso de excavaciones en suelos sin cohesión, se analizará en su caso la estabilidad del fondo de la excavación por flujo del agua. Para reducir el peligro de fallas de este tipo, el agua freática deberá controlarse y extraerse de la excavación por bombeo desde cárcamos, pozos punta o pozos de alivio con nivel dinámico sustancialmente inferior al fondo de la excavación.

Cuando una excavación se realiza en una capa impermeable, la cual a su vez descansa sobre un estrato permeable, deberá considerarse que la presión del agua en este estrato puede levantar el fondo de la excavación, no obstante el bombeo superficial. El espesor mínimo hi del estrato impermeable que debe tenerse para evitar inestabilidad de fondo se considerará igual a:

Donde: hw es la altura piezométrica en el lecho inferior de la capa impermeable; ?w es el peso volumétrico del agua; y ?m es el peso volumétrico total del suelo entre el fondo de la excavación y el estrato permeable.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 8 Ing. Manuel Sierra Alvarado Cuando el espesor resulte insuficiente para asegurar la estabilidad con un amplio margen de seguridad, será necesario reducir la carga hidráulica del estrato permeable por medio de bombeo. 2.1.3.1 Efectos de asentamientos producidos por abatimiento del nivel freático. Debemos tomar en cuenta que en la operación de abatimiento del nivel freático produce un aumento en el peso efectivo del material, debido al aumento del peso del suelo sumergido con respecto del suelo húmedo que causa un aumento de presión efectiva bajo todos los niveles de la posición original del nivel freático y esto produce deformaciones. Los desalojamientos originados producen un asentamiento de la superficie del terreno que es aproximadamente proporcional al descenso del nivel freático.

Se debe considerar que el efecto del abatimiento del nivel freático es diferente en suelos arenoso como en suelos arcillas, y se debe tener la precaución necesaria para corregir dicho efecto.

Efectos del abatimiento del nivel freático en arenas Se considera a la arena aun relativamente suelta, un material incompresible, pero en el caso que la arena esta extremadamente suelta existe la posibilidad de un asentamiento importante. Por otra parte un solo aumento de la presión efectiva en una masa de arena no produce ordinariamente asentamientos significativos, pero las fluctuaciones de nivel freático pueden producir grande asentamientos, debido a que la deformación de la arena aumenta perceptiblemente con cada aplicación de carga. En varios casos han ocurrido grandes asentamientos en excavaciones drenadas en arena, debido a que se permite la formación de manantiales en o cerca de la excavación, ésta agua acumulada puede acarrear el material dentro de la excavación, pudiendo formar un túnel por debajo de algún estrato cohesivo, en el caso de que dicho túnel sea lo suficiente mente grande puede sufrir el colapso de su techo, y la superficie del terreno sobre dicho túnel se asienta.

Efectos del abatimiento del nivel freático en estratos de arcillas EL abatimiento del nivel freático dentro o arriba en arcillas, aumenta en último instancia la presión intergranular al igual que la arena. Debido a la elevada compresibilidad de la arcilla, los asentamientos pueden ser demasiados considerables. El proceso de consolidación que produce el abatimiento del nivel freático, puede requerir un considerable tiempo hasta producir el asentamiento total. Los asentamientos en las arcillas más impermeables pueden no ser excesivos, durante un tiempo corto que puede durar la excavación, pero en el caso de la turba y el limo orgánico puede ocurrir muy rápidamente.

Efectos del abatimiento del nivel freático en edificaciones adyacentes. Un aspecto de mucha importancia cuando se realiza el abatimiento del nivel freático para una excavación consiste en considerar precauciones especiales con las edificaciones que se encuentran en los alrededores del nuevo proyecto, aún cuando el edificio adyacente está apoyado sobre pilotes como lo muestra la gráfica, este caso muy particular, se podría suscitar en la ciudad de Guayaquil debido a las características del suelo.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 9 Ing. Manuel Sierra Alvarado Como ya se indicó anteriormente, el abatimiento de nivel freático produce un aumento de peso y por lo tanto una consolidación, que por efectos del suelo es trasmitido a los pilotes ocasionando en los pilotes y en la estructura una consolidación negativa. Es de mucha importancia tener un proceso de abatimiento adecuado para no producir daños a edificaciones vecinas.

2.2 Estabilidad de la pared de Excavación Al estudiar la estabilidad de la pared de excavación, cuando no se dispone de suficiente espacio alrededor de una excavación para alojar un talud y al ejecutarse un corte vertical, aparecerán fuerzas producidas por el empuje lateral de la tierra contenida. Dichas fuerzas deberán ser calculadas para determinar el sistema de apuntalamiento, usando los modelos de Rankine cuyos parámetros variaran de acuerdo a la estratigrafía del suelo. El análisis de estabilidad de la pared de excavación también implica determinar la altura crítica en la cual es posible excavar sin necesidad de un sistema de retención de suelo. Por otra parte, el factor de seguridad para un mecanismo de falla rotacional, bajo la condición no drenada sería del orden de 1.5 (sin sobrecarga) y 1.20 bajo la acción 1T/m2de sobrecarga debido a la maquinaria y equipos. En la construcción se estudia la posibilidad de ejecutar excavaciones poco profundas sin estructuras de contención en suelos blandos La inclinación dependerá de: – Tipo y carácter del suelo – Profundidad de la excavación – Duración de la excavación. – Clima 2.2.1 Altura crítica (Hc) Es la altura donde se produce el equilibrio entre fuerza de empuje (compresión) y fuerza resistente de la cohesión (tracción). Si Ea = 0 Si q=0 pero Por lo tanto,

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 10 Ing. Manuel Sierra Alvarado 2.2.2 Altura de Seguridad en corte vertical Según Terzaghi Zc < Hc / 2, por esto propuso corregir la expresión teórica anterior, considerando conservadoramente: Si existe sobrecarga q => Válida también para Suelo estratificado. Altura de seguridad corresponde a la altura de Hs = Hc / FS excavación conservadora por considerar un FS, según: Importancia de la obra Representatividad de los datos del diseño El valor de la altura de seguridad será: El valor de FS utilizado en estos casos es de 2 ó 3 2.2.3 Altura de Seguridad en corte Inclinado sin entibación La inclinación del talud no influye apreciablemente en la ubicación del plano de falla, esto si el ángulo ß que forma el talud con la vertical cumple: tg ß < 1 / 2 tg ( p / 4 + f / 2) (Graux)

El ángulo de falla es:

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 11 Ing. Manuel Sierra Alvarado q => Válida también para Suelo estratificado. Altura de seguridad corresponde a la altura de Hs = Hc / FS excavación conservadora por considerar un FS, según: Importancia de la obra Representatividad de los datos del diseño El valor de la altura de seguridad será: El valor de FS utilizado en estos casos es de 2 ó 3

El ángulo de falla es: Hs = Hc / FS

Si en un proyecto en cuyo lindero existe una edificación, ésta se afectaría con la excavación del futuro proyecto, lo que implica sistemas de retención que limiten las deformaciones laterales y horizontales hacia la excavación, ya que existe una relación entre los factores de seguridad contra la falla de fondo y las deformaciones. Según los resultados de las investigaciones, con un factor de 1,6 se esperarían deformaciones laterales del 1% de la altura de la excavación. Además, la rapidez en colocación del tipo de retención, la cantidad y niveles de apuntalamiento influirán en las magnitudes de las deformaciones laterales y verticales, que experimente el suelo aledaño a la excavación. Por este motivo los diagramas de esfuerzo deben ser considerados durante la etapa de construcción así como para el diseño de los elementos de un sistema de construcción, sea este rígido o flexible.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 12 Ing. Manuel Sierra Alvarado CAPITULO III ALTERNATIVAS DE CONTENCION PARA EXCAVACIONES VERTICALES

3.1 Muro Milán 3.1.1 Generalidades En el diseño de un muro diafragma o muro Milán, es fundamental conocer la respuesta del suelo ante los cambios provocados por la excavación, ya que ésta origina un alivio de los esfuerzos totales, por la remoción de suelo y agua, cuyo resultado es el movimiento de la masa de suelo, por lo que el diseño se debe concentrar en el control y mitigación de las deformaciones inducidas. El control de estos movimientos es importante ya que su magnitud puede dañar a estructuras adyacentes o a los servicios públicos.

La respuesta del suelo está influenciada principalmente por los siguientes factores: (1) Dimensiones de la excavación; (2) propiedades de los suelos; (3) control y abatimiento de nivel freático; (4) proceso y secuencia constructiva; (5) tipo de soporte y apuntalamiento; (6)cercanía de edificios y de servicios públicos; (6) sobrecargas temporales. Por simple lógica se puede advertir, que cuanto más grande es la excavación mayor es el alivio de los esfuerzos totales y por lo tanto mayores los movimientos del suelo. En el caso extremo, una excavación profunda débilmente soportada puede originar una falla general por esfuerzo cortante de los suelos

El tiempo que dure una excavación abierta y más si ésta tiene control de los niveles de agua, afecta de manera directa a las propiedades del suelo. Si suponemos una excavación que pudiera realizarse de forma instantánea, los esfuerzos y deformaciones que experimentaría el suelo serían en una condición de no flujo de agua, sería una condición no drenada. Por el I contrario, si la misma excavación se realizara en un tiempo infinito, los esfuerzos y deformaciones en el suelo ocurrirían con flujo de agua, por lo que la excavación se realizaría |n una condición drenada. En general los procesos de excavación se realizan en un tiempo finito que representan una condición parcialmente drenada. De manera práctica se puede aponer que excavaciones en suelos cohesivos se pueden considerar que responden a un comportamiento no drenado; con el mismo criterio se puede suponer que excavaciones que se ^realicen en suelos granulares responden a un comportamiento drenado.

3.1.2 Control del Flujo de Agua Si en una excavación el nivel de aguas freáticas se mantiene sin cambio, el agua contribuye! con su empuje sobre la pantalla en los esfuerzos totales; por el contrario, el control o abatimiento del nivel de agua producirá un incremento en los esfuerzos efectivos y consolidación del suelo y por lo tanto originará asentamientos. Los esfuerzos que actúan| sobre la pantalla se deben estimar separando los componentes efectivos y neutrales. En principio el muro Milán es impermeable, por lo que no existe flujo de agua a través de su sección transversal; en la práctica, debido en muchos casos al deficiente procedimiento constructivo, la alta permeabilidad de la pantalla produce un abatimiento del nivel de agua exterior originando asentamientos; el análisis del flujo de agua bajo una condición bidimensional puede estimar el gasto y el asentamiento producido alrededor de la excavación.

3.1.3 Sistema de Apuntalamiento Los muros Milán se pueden anclar o apuntalar; en cualquiera de los dos casos el método de diseño es similar. Para los apuntalamientos se utiliza normalmente tubería de acero acuñada adecuadamente contra el muro; si el ancho del claro de excavación que se quiere librar es muy grande como puntales se utilizan vigas en celosía; en algunos si la excavación lo permite los puntales se acuñan contra la estructura.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 13 Ing. Manuel Sierra Alvarado 3.1.4 Diagrama Aparente de Presiones Los diagramas de presiones aparentes representan la distribución de cargas que actúan sobre el muro Milán, a causa de los movimientos que experimenta durante su construcción las presiones que se desarrollan son diferentes a las mostradas para el caso de las tablestacas. El proceso constructivo seguido permite el desarrollo de los movimientos del terreno antes y después de la colocación de los puntales, así cuando la excavación se inicia se permite un ligero movimiento del muro hacia el interior de la excavación; al colocar el primer puntal, se provoca una reducción de la deformación del muro. La excavación continua provocando el desplazamiento del muro y una parte de la deformación se restituye al colocar el siguiente puntal. El proceso continua hasta llegar al fondo de la excavación con lo que le movimiento total acumulado se refleja en el desarrollo de un diagrama de presiones diferente de los antes expuesto. En la figura anterior se observa la deformación que ocurre en el muro.

En la figura a continuación se presentan los diagramas de presiones aparentes recomendados para diseño en varios tipos de suelo. Existen otras distribuciones como las propuestas por Thebotarioff (1973) y Tamez (2001). La distribución (a) representa el diagrama lateral de presiones; (b) es para arenas; (c) y (d) para arcillas 3.1.5 Mecanismos de Falla FalladeFondodelaexcavación Si el abatimiento del nivel freático es insuficiente para evitar el flujo de agua hacia la excavación, las fuerzas de filtración pueden provocar inestabilidad del fondo. Las condiciones que se deben satisfacer se presentan en la figura a continuación. El Factor de seguridad no debe ser menor que 2. En suelos sin cohesión la estabilidad es independiente de la geometría de la excavación. El factor de seguridad contra el levantamiento es:

Donde:

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 14 Ing. Manuel Sierra Alvarado Elfactordeseguridadcontraellevantamientodelfondoseestimacomo: Si el nivel freático esta a una profundidad B, o más abajo del fondo de la excavación, tómese los pesos volumétricos como húmedos. Si el nivel freático se mantiene estático al nivel del fondo de la excavación, para ?1 y ?2 tómese los pesos húmedos y sumergidos respectivamente. Si existe flujo de agua por el fondo hacia el interior de la excavación tómese ?2 como el peso volumétrico saturado menos la supresión En la figura a continuación se presentan los mecanismos de falla de muros que penetran por debajo de la excavación.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 15 Ing. Manuel Sierra Alvarado FallaporPateo Este mecanismo se ilustra a continuación, consiste en el pateo del muro al vencerse la resistencia del suelo frente al muro. Considerando que al nivel del último puntal colocado en cada etapa de excavación se genera una articulación plásticaelfactordeseguridadseevalúaconlaexpresión: En suma los modelos de resortes son aceptables para definir los elementos mecánicos para el diseño de los muros, peroresultanconservadoresparalaprediccióndelasposiblesdeformaciones.

3.1.6 Estimación de las deformaciones Cualquier excavación induce movimientos en la masa de suelo que deben ser evaluados para evitar daños a estructuras vecinas o instalaciones. R. Peck fue uno de los primeros en advertir este problema; evaluó los datos de diferentes excavaciones relacionando la profundidad de la excavación con el asentamiento y la distancia a la cual este ocurre; considero para su evaluación las características de los suelos. En la Fig. 2.44 se muestra la relación existente entre la deformación horizontal que experimenta el muro por la excavación con el asentamiento en superficie.

3.1.7 Bases del Diseño Estructural El proceso del diseño involucra tanto al ingeniero estructural como al geotécnico. El geotécnico indica los parámetros como los empujes de suelo e hidrostático, la resistencia y módulos de rigidez del suelo, los criterios sísmicos en términos de deformaciones o esfuerzos; los parámetros se definen a través de formulas simples o con análisis no lineales de elementos finitos, en los más modernos se considera claramente lo referido a la interacción suelo – estructura, sin embargo, son limitados en sentido del modelado estructural. El diseñador de estructuras aplica a su modelo las presiones, la rigidez del suelo es definida en términos de constantes de resortes, o módulos de reacción, por lo que las presiones son independientes de las deformaciones.

Los métodos de equilibrio límite son adecuados para predecir las cargas de falla, sin embargo, no son capaces de determinar las deformaciones asociadas. Dado que el proceso constructivo es evolutivo, el modelo de análisis debe contemplar de desarrollo de las presiones y deformaciones conforme se realice la excavación. Los modelos utilizados con más frecuencia son: • • Los modelos con resorte Los modelos de elementos finitos 3.2 Muro Tablestaca 3.2.1 Generalidades El diseño de un muro tablestaca se realiza mediante un proceso iterativo, que involucra las siguientes acciones: (a) cálculo de las fuerzas y de las presiones laterales que actúan sobre la tablestaca; (b) determinación de la longitud necesaria de empotramiento; (c) cálculo de los momentos flexionantes máximos; definición de la sección de tablestaca en función de los máximos esfuerzos y de las condiciones de apoyo; (e) determinación del apuntalamiento o anclaje.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 16 Ing. Manuel Sierra Alvarado Antes del inicio del proceso de cálculo las condiciones geométricas y el tipo y propiedades de los suelos sobre los que se apoyará la tablestaca, deben ser definidos. Las condiciones geométricas incluyen su posición y alineamiento, altura libre, sobrecargas, niveles de aguas, condiciones ambientales, etc. El tipo y propiedades de los suelos incluyen la definición de la estratigrafía a través de un número adecuado de sondeos; las propiedades mecánicas de los suelos determinadas a través de pruebas de laboratorio, así como las condiciones de agresividad de suelos y aguas.

Hay dos tipos básicos de muros tablestacas: Muros en cantiléver o muros en voladizo y Muros anclados o apuntalados.

Una tablestaca o muro en cantiléver es aquel que se construye hincando en el terreno la sección estructural, una profundidad suficiente para desarrollar una reacción de viga en voladizo que resiste las presiones activas sobre la tablestaca. Debido a las grandes deformaciones que pueden experimentar este tipo de solución es aceptable sólo en muros de poca altura, aproximadamente 5 m, ya que con la altura se incrementa su flexibilidad, siendo los momentos flexionantes proporcionales al cubo de su altura. La erosión, el arrastre de sedimentos y la consolidación de los suelos en la parte frontal del muro contribuyen en incrementar estas deformaciones. El equilibrio estático de los muros en cantiléver se debe a la magnitud del empuje pasivo que se desarrolla en la porción enterrada del muro, requiriéndose de grandes profundidades de empotramiento para lograr la estabilidad, lo anterior conduce a sobreesfuerzos en la sección estructural.

Las presiones que se desarrollan en una tablestaca en cantiléver se presentan en la figura mostrada. Cuando la presión activa actúa en su altura libre, la tablestaca gira sobre un punto de rotación desarrollando presiones pasivas encima y debajo de este pivote. La diferencia aritmética entre las presiones pasivas y activas, pp — pa, se conoce como presión neta. En el punto de rotación la presión neta es igual a cero, y que se ilustra por el diagrama oabc; para diseño la curva abe es remplazada por la recta dc, donde la profundidad del punto d se ubica por el equilibrio estático de presiones. Los errores obtenidos por esta suposición son de orden menor, por lo cual son aceptables. Las presiones desarrolladas en una tablestaca en cantiléver dependen del tipo de suelo, así como del cambio de los parámetros de resistencia del suelo, por lo que el diseño de una tablestaca en suelo granular o suelo cohesivo se tratan por separado.

3.2.2 Muro Tablestaca en Voladizo.- Suelos Friccionantes El diseño de una tablestaca en cantiléver en suelos granulares se basa en el procedimiento simplificado que se presenta en la figura mostrada donde para suelos estratificados se deben considerar para cada estrato los valores apropiados del peso volumétrico, ?, y de la compacidad relativa que depende del ángulo de fricción, f; también se deberán tomar en cuenta para el cálculo de las presiones de suelos las

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CIMENTACIONES 17 Ing. Manuel Sierra Alvarado condiciones geométricas del problema, como inclinación de la superficie, asi como los efectos externos de las acciones que gravitan sobre la estructura. El procedimiento de cálculo es el siguiente: 1.- Se estima la profundidad de empotramiento de la tablestaca, con base en la siguiente correlación:

2.- El paso siguiente es calcular las presiones activas y pasivas, considerando la magnitud de las deformaciones requeridas para cada uno de los estados y de las sobrecargas que actúan sobre la tablestaca; en el caso de presiones hidráulicas es razonable considerar el nivel de aguas al mismo nivel en ambos lados de la tablestaca. 3.- Se establece el equilibrio estático, la suma de fuerzas en la dirección horizontal es igual a cero, así como la suma de momentos en cualquier punto es igual a cero La suma de fuerzas en la dirección horizontal es: Donde

La suma de momentos al pie de la tablestaca es:

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UNIVERSIDAD DE GUAYAQUIL Manuel Guevara Anzules 18 Ing. Manuel Sierra Alvarado UNIVERSIDAD DE GUAYAQUIL

CIMENTACIONES

Resolviendo las ecuaciones se tiene: El momento máximo se obtiene donde el cortante es igual a cero Se incrementa la longitud del empotramiento de un 20 a 40%, que resulta en un Factor de seguridad de 1.5 a 2. Alternativamente se puede reducir el coeficiente de empujes pasivo entre un 30% a 50%. El modulo de la sección de la tablestaca requerida se determina con la siguiente expresión:

Donde: S: Modulo de sección y F: Resistencia estructural de la tablestaca. En las figuras siguientes, se presentan graficas que permiten determinar rápidamente la profundidad de empotramiento y el momento máximo en función de los coeficientes de empujes y del peso volumétrico del suelo

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 19 Ing. Manuel Sierra Alvarado 3.2.3 Muro Tablestaca en Voladizo.- Suelos Cohesivos Las presiones de suelo que se desarrollan en una tablestaca, empotrada en arcilla con relleno granular o cohesivo, se presentan en la figura siguiente. Se debe tener en cuenta para el cálculo de las presiones que las arcillas pueden modificar su resistencia por: Consolidación, contracción, secado, etc; efectos que modifican las presiones con el tiempo. Las presiones de tierra se calculan suponiendo que la arcilla deriva su resistencia del parámetro de cohesión del suelo. El procedimiento de análisis es similar al descrito anteriormente, estableciendo el equilibrio de fuerzas y de momentos igual a cero. Se determina z a partir del equilibrio de fuerzas horizontales y del equilibrio de momentos se establece la profundidad de empotramientos, con las siguientes ecuaciones:

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 20 Ing. Manuel Sierra Alvarado El momento máximo se obtiene a la profundidad donde el cortante es cero (Fig. anterior) En las figuras posteriores se relaciona la profundidad de empotramiento con el momento flexiónate máximo Mmax para qu = 2c. 3.2.4 Muro Tablestaca Anclada.- Métodos de Diseño Las tablestacas ancladas derivan su resistencia del empuje pasivo desarrollado en la longitud empotrada y de la fuerza del tirante de anclaje, localizado en la parte superior de la tablestaca. Dependiendo de las condiciones de suelo, con este tipo de tipo de tablestacas se pueden alcanzar alturas de hasta 10m. La estabilidad general de una tablestaca anclada depende de los esfuerzos que en ella se desarrollen. La profundidad de empotramiento, la compresibilidad y la resistencia del suelo, etc. En general a mayor empotramiento de la tablestaca, menores esfuerzos de flexión.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 21 Ing. Manuel Sierra Alvarado En la figura siguiente se presenta la distribución de presiones laterales y las deformaciones de las tablestacas en función de la profundidad de empotramiento. El empuje activo que actúa sobre la pantalla no puede ser equilibrado por el anclaje solamente, es necesario que la tablestaca encuentre en el suelo de apoyo la resistencia faltante. En el caso (a) las presiones pasivas desarrolladas al frente de la tablestaca, son insuficientes para prevenir el desplazamiento y rotación del punto c; los casos (b), (c) y ) (d) muestran el efecto de incrementar la longitud de empotramiento en la reducción de las deformaciones y giros. Para el cálculo de tablestacas ancladas se utilizan cuatro métodos básicos, los cuales se presentan a continuación:

Método de apoyo libre Método de reducción de momentos de Rowe Método de apoyo fijo Métodos gráficos Metido de apoyo Libre.

Este método se basa en la suposición de que el suelo en el cual la tablestaca se hinca, es incapaz de producir una restricción efectiva de las presiones pasivas al punto de producir momentos negativos flexionantes. La tablestaca se hinca la profundidad necesaria para que su estabilidad esta asegurada, cuyo fin es el desarrollo del máximo empuje pasivo. Se considera que la tablestaca no se flexiona ante las presiones pasivas y activas, también se considera que no se desarrolla punto de giro debajo de la línea de excavación o dragado y en la parte interior de las tablestacas no hay empujes pasivos, de tal suerte que el problema seria estáticamente determinado. El procedimiento de cálculo para tablestacas ancladas por este método tanto para suelos friccionantes como arcillosos se describe así:

SUELOS GRANULARES 1.- Se calculan los empujes activos y pasivos por medio de la Teoría de Coulomb y de Rankine. En la figura siguiente se presenta el caso general para una tablestaca con relleno granular, con diferentes propiedades mecánicas, por lo que deberá tenerse precaución en el valor adecuado de ? u ?’, así como del ángulo de fricción del suelo.

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CIMENTACIONES

2.- El valor de la fuerza de anclaje es:

Donde Por equilibrio de momentos se tiene que: Sustituyendo los términos de las variables en las ecuaciones anteriores:

La ecuación resultante es cubica, que se resuelve por prueba y error, para el valor del empotramiento D; este valor se incrementa de un 20 a 50% para obtener4 asi Dd del empotramiento de diseño, o se aplica la ecuación:

SUELOS COHESIVOS En la figura anterior (b) se presenta el caso de una tablestaca empotrada en el suelo arcillosos con relleno granular, el procedimiento es el siguiente:

1.-Se determina la resistencia a largo plazo del suelo, tanto para la condición no drenada Ø=0, como para la condición drenada c=0.

2.- Se calculan las presiones activas y pasivas usando la Teoría de Rankine o Coulomb, verificando que se obtenga una presión neta positiva. El diagrama de presiones pasivo se considerara rectangular, con valor igual a:

3.- Se establece el equilibrio de fuerzas horizontales y momentos, de manera similar que para el caso de suelos granulares. Se determina el valor del empotramiento de diseño Dd, así como el valor de la fuerza de anclaje y del momento máximo para determinar la sección de la tablestaca.

METODO DE ROWE (Reducción de Momentos) Debido a su flexibilidad, las presiones de suelo que se desarrollan contra las tablestacas difieren significativamente de las distribuciones hidrostáticas; el momento flexionante disminuye conforme se aumenta la flexibilidad de la estructura, así que los momentos máximos obtenidos por el método de

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 23 Ing. Manuel Sierra Alvarado empotramiento libre resultan conservadores. Rowe propuso un método para reducir el valor del momento en función de la flexibilidad de la tablestaca; los factores que se deben considerar para la aplicación del método son: 1.- El valor de la compacidad relativa del suelo 2.- La flexibilidad de la tablestaca, expresada en términos del número de flexibilidad.

Donde

3.- Para suelos cohesivos el número de estabilidad se define por:

4.- La altura relativa a de la tablestaca En la figura siguiente se presentan varias graficas donde se relaciona el momento M referido a M max determinado por el método del apoyo libre, con el numero de estabilidad para arenas y arcillas. METODO DE APOYO FIJO El método se basa en la suposición que el desplazamiento en la punta de la tablestaca está restringido por el desarrollo de empujes pasivos. Las presiones laterales activas y pasivas se calculan con las Teorías de Rankine o Coulomb.

METODO GRAFICO Estos métodos son útiles a veces cuando las condiciones geométricas del problema lo vuelven muy complicado o cuando se requiere un valor exacto de los empujes resultantes. Pile Buck (1987) y el ISPC (1992) detallan los procesos de cálculo.

3.2.5 Estabilidad General La estabilidad general de una tablestaca se puede revisar con el Método Sueco de estabilidad de Taludes, aplicando el concepto tradicional de factor de seguridad como momentos resistentes entre momentos motores. En la figura se muestran las fuerzas actuantes en el sistema.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 24 Ing. Manuel Sierra Alvarado 3.3 Cortes Apuntalados 3.3.1 Generalidades Algunas veces, el trabajo de construcción requiere excavaciones en el terreno con caras verticales o casi verticales, por ejemplo, los sótanos de edificios en zonas construidas o las paredes del transporte subterráneo a poca profundidad debajo de la superficie del terreno tipo de construcción por cortey recubrimiento). Las caras verticales de los cortes tienen que ser protegidas por sistemas temporales de apuntalamiento para evitar una falla acompañada por asentamientos considerables o de capacidad de carga de las cimentaciones vecinas. La figura 8.49 muestra dos tipos de cortes apuntalados usados comúnmente en trabajos de construcción. Uno usa la viga montante (figura 8.49a) que se hinca en el terreno antes de efectuar la excavación y es una viga vertical de acero o madera.

El revestimiento, formado por tablones horizontales de madera, se coloca entre las vigas montantes conforme procede la excavación. Cuando alcanza la profundidad deseada, se instalan los larderos y los puntales (vigas horizontales de acero). Los puntales son miembros horizontales a compresión. La figura 8.49b muestra otro tipo de excavación apuntalada. En este caso, tablestacas de acero interconectadas se hincan en el suelo antes de efectuar la excavación. Largueros y puntales se insertan inmediatamente después que la excavación alcanza la profundidad apropiada.

Para diseñar cortes apuntalados (es decir, seleccionar largueros, puntales, tablestacas y vigas montantes), un ingeniero debe estimar la presión lateral de tierra a la que los cortes apuntalados serán sometidos. Los aspectos teóricos de la presión lateral de tierra sobre un corte apuntalado se estudiaron en la sección 6.8. La fuerza activa total por longitud unitaria de muro (Pa) se calculó usando la teoría general de cuñas. Sin embargo, ese análisis no proporciona las relaciones para estimar la variación de la presión lateral con la profundidad, que es una función de varios factores como el tipo de suelo, experiencia de las cuadrillas de excavación, tipo del equipo de construcción usado, etc. Por tal razón, se usan envolventes empíricas de presiones desarrolladas por observaciones de campo para el diseño de los cortes apuntalados. El procedimiento se verá en la siguiente sección.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 25 Ing. Manuel Sierra Alvarado 3.3.2 Envolvente de Presión en Cortes Apuntalados Después de observar varios cortes apuntalados, Peck (1969) sugirió usar envolventes de presión de diseño en cortes apuntalados en arena y arcilla. Las figuras 8.50, 8.51 y 8.52 muestran las envolventes de Peck a las cuales son aplicables las siguientes directrices.

CORTES EN ARENA La figura 8.50 muestra la envolvente de presión para cortes en arena. Esta presión, Pa , se expresa como CORTES EN ARCILLA BLANDA Y MEDIA BLANDA La envolvente de presión para arcillas blandas y medias se muestra en la figura 8.51. Es aplicable para la condición:

Donde

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CORTES EN ARCILLA FIRME La envolvente de presión mostrada en la figura 8.52, en la que

Es aplicable a la condición: 3.3.3 Limitaciones de la Envolvente de Presión Al usar las envolventes de presión antes descritas, se deben tener en cuenta los siguientes puntos: 1. Las envolventes de presión son llamadas a veces envolventes de presión aparente. Sin embargo, la distribución de presión real es una función de la secuencia de construcción y de la flexibilidad relativa de la tablestaca. 2. Se aplican a excavaciones con profundidades mayores que aproximadamente 20 pies (= 6 m) 3. Se basan en la suposición de que el nivel freático está debajo del fondo del corte. 4. Se supone que la arena está drenada con presión de poro igual a cero. 5. Se considera que la arcilla no está drenada y no se considera la presión de poro. 3.3.4 Diseño de las Diversas Componentes de un Corte Apuntalado PUNTALES En los trabajos de construcción, los puntales deben tener un espaciamiento mínimo vertical de aproximadamente 9 pies (2.75 m) o algo más, y son en realidad columnas horizontales sometidas a flexión. La capacidad de carga de las columnas depende de la relación de esbeltez, la cual es redunda proporcionando soportes verticales y horizontales en puntos intermedios. Para cortes anchos, el empalme de los puntales es necesario. Para cortes apuntalados en suelos arcillosos, la profundidad del primer puntal de la grieta de tensión. debajo de la superficie del terreno debe ser menor que la profundidad

De la ecuación: Donde

Para determinar la profundidad de la grieta de tensión, O Si

Debe usarse un procedimiento conservador simplificado para determinar las cargas en los puntales, aunque este procedimiento variará, dependiendo de los ingenieros implicados en el proyecto. El siguiente es un resumen paso a paso del procedimiento general (refiérase a la figura 8.54). • Dibuje la envolvente de presiones para el corte apuntalado (ver las figuras 8.50, 8.51 y 8.52). Muestre también los niveles propuestos para los puntales. La figura 8.54a muestra una envolvente de presiones para un suelo arenoso: sin embargo, podría ser también la de una arcilla. Los niveles de los puntales están marcados A B, C y D. Las tablestacas (o vigas montantes) se suponen articuladas en los niveles de los puntales, excepto para el de la parte superior y el del fondo. En la figura 8.54a, las articulaciones están a los niveles de los puntales B y C. (Muchos ingenieros suponen también que las tablestacas o las vigas montantes están articuladas en todos los niveles de puntales, excepto el de la parte superior.)

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en voladizo (parte superior En la figura 8.54b, esas UNIVERSIDAD DE GUAYAQUIL

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Determine las reacciones para las dos vigas simple y fondo) y de todas las vigas simples intermedias. reacciones son A, B1, B2, C1, C2 y D. • Lascargasenlos puntalesenla figura8.54secalculancomosigue: Donde:

Siseconocenlascargasdelospuntalesacadanivelylascondicionesdeapuntamientointermedias,seescogenlas seccionesapropiadasconayudadelmanualdeconstrucciónenacero.

TABLESTACAS Lossiguientespasosestánimplicadoseneldiseñodetablestacas:

1. Paracadaunadelasseccionesmostradasenlafigura8.54b,determineelmomentoflexionantemáximo.

2. Determine el valor máximo de los momentos flexionantes máximos (M max) obtenidos en el paso 1. Note que launidad deeste momento será,por ejemplo, lb-pie/pie(kN•m/m)delongituddetablestaca. 3. Obtenga el módulo de sección requerido de las tablestaca: 4. Escoja una tablestaca que tenga un módulo de sección mayor o igual al módulo de sección requerido de una tablacomolatablaC.1(ApéndiceC).

LARGUEROS Los largueros se tratan como miembros horizontales continuos si se empalman apropiadamente. En forma conservadora,tambiénsetratancomosiestuviesenarticuladosenlospuntales.

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CAPITULO IV EXCAVACIONES CON TALUDES 4.1 Definiciones previas Se entiende por talud a cualquier superficie inclinada respecto de la horizontal que hayan de adoptar permanentemente las estructuras de tierra. No hay duda de que el talud constituye una estructura compleja de analizar, debido a que en su estudio coinciden los problemas de Mecánica de Suelos y Mecánica de Rocas, sin olvidar el papel básico que la Geología aplicada desempeña en la formulación de cualquier criterio aceptable.

En el presente trabajo, se hará referencia específica a los taludes para excavación realizados en una formación o superficie natural cuyo objetivo es desplantar cimentaciones

4.2 Definición de estabilidad Se entiende por estabilidad a la seguridad de una masa de tierra contra la falla o movimiento. Como primera, medida es necesario definir criterios de estabilidad de taludes, entendiéndose por encontrar cual será la inclinación apropiada en un corte. Casi siempre la más apropiada será la más escarpada que se sostenga el tiempo necesario sin caerse. Por otra parte, los métodos de cálculo, para definir la estabilidad, establecen un mecanismo de falla, en el cual se analizan las fuerzas motoras tendientes al movimiento, como las fuerzas de gravedad, filtración, presión de agua, etc., las cuales se han de comparar por algún procedimiento con las fuerzas capaces de desarrollar resistencia.

Es decir que la estabilidad se entiende como la seguridad de una masa de tierra contra la falla o el movimiento. Así todos los métodos de cálculo actuales, están ligados a un mecanismo de falla específico, por lo que solo serán aplicables a aquellos problemas de estabilidad en que la falla sea del tipo que se considera.

4.3 Deslizamientos Se denomina deslizamiento a la rotura y desplazamiento del suelo situado debajo de un talud, que origina un movimiento hacia abajo y hacia fuera de toda la masa que participa del mismo. Los deslizamientos pueden producirse de diferentes maneras, es decir en forma lenta o rápida, con o sin provocación aparente. Generalmente se presentan como consecuencias de socavaciones en el pie del talud. Sin embargo en otros acasos la falla se produce por desintegración gradual de la estructura del suelo, aumento de las presiones intersticiales y debido a filtraciones de agua. Los tipos de fallas más comunes son: Deslizamientos superficiales, Movimiento de cuerpo del talud, Flujos y Licuación.

4.3.1 Deslizamientos Superficiales Cualquier talud está sujeto a fuerzas naturales que tienden a hacer que las partículas y porciones de suelo próximas a su frontera deslicen hacia abajo. Se refiere esta falla al proceso más o menos continuo y por lo general lento, de deslizamiento ladera abajo que se presenta en la zona superficial de algunas laderas naturales. Suele involucrar a grandes áreas y el movimiento superficial se produce según la transición brusca entre la parte superficial móvil y las masas inmóviles mas profundas. No se puede hablar de una superficie de deslizamiento. Existen dos clases de deslizamientos: El Estacional que afecta solo a la corteza superficial de la ladera que sufre la influencia de los cambios climáticos en forma de expansiones y contracciones térmicas o por humedecimiento y secado. El Masivo, que afecta las capas de tierra más profundas, no interesadas por los efectos ambientales y que afecta a capas de tierra más profundas, no interesadas por los efectos ambientales y que como consecuencia solo se puede atribuir al efecto gravitacional. El primero en mayor o menor grado siempre existe, variando su intensidad según la época del año; en cambio el segundo los movimientos son prácticamente constantes.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 29 Ing. Manuel Sierra Alvarado 4.3.2 Movimiento del Cuerpo del Talud Puede ocurrir en taludes movimientos bruscos que afecten a masa considerables de suelos, de superficies de falla que penetren en su cuerpo. Estos fenómenos reciben comúnmente el nombre de deslizamientos de tierras. Se considera que la superficie de falla se forma cuando en la zona actúan esfuerzos cortantes que sobrepasan la resistencia al corte del material; a consecuencia de ello viene la ruptura del mismo, con la formación de una superficie de deslizamiento a lo largo de la cual se produce la falla.

4.3.2.1 Falla Rotacional En primer lugar se define una superficie de falla curva, a lo largo de la cual ocurre el movimiento del talud. Esta superficie forma una traza con el plano del papel que puede asimilarse, por facilidad y sin mayor error a una circunferencia, aunque pueden existir formas algo diferentes, en la que por lo general influye la secuencia geológica local, el perfil estratigráfico y la naturaleza de los materiales. Estas fallas son llamadas de rotación. Este tipo de fallas ocurre por lo general en materiales arcillosos homogéneos en suelos cuyo comportamiento mecánico este regido básicamente por su fracción arcillosa. En general afectan a zonas relativamente profundas del talud, siendo esta profundidad mayor cuanto mayor sea la pendiente. Las fallas por rotación se denominan según donde pasa el extremo de la masa que rota. Puede presentarse pasando la superficie de falla por el cuerpo del talud (falla local), por el pie o adelante del mismo afectando al terreno en que el talud se apoya (falla de base) cabe señalar que la superficie de este ultimo tipo de falla puede profundizarse hasta llegar a un estrato más resistente o más firme de donde se encuentra el talud, provocando en este punto un límite en la superficie de falla 4.3.2.2 Falla Traslacional Estas fallas por lo general consisten en movimientos traslacionales importantes del cuerpo del talud sobre superficies de fallas básicamente planas, asociadas a la presencia de estratos poco resistentes localizados a poca profundidad del talud. La superficie de falla se desarrolla en forma paralela al estrato débil y se remata en sus extremos con superficies curvas que llegan al exterior formando agrietamientos. Los estratos débiles que favorecen estas fallas son por lo común de arcillas blandas o de arenas finas o limos no plásticos sueltos. Con mucha frecuencia la debilidad del estrato está ligada elevadas presiones de poro en el agua contenida en las arcillas o a fenómenos de elevación de presión de agua contenida en las arcillas o a fenómenos de elevación de presión de agua en estratos de arena (acuíferos) en este sentido, las fallas pueden estar ligadas también al calendario de las temporadas de lluvia de la región. Las fallas de material en bloque muchas veces esta asociadas a discontinuidades y fracturas de los materiales que forman un corte, siempre en aumento al efecto del estrato débil subyacente. Las fallas de una franja superficial son típicas de laderas naturales, formadas por materiales arcillosos producto de la meteorización de las deformaciones originales.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 30 Ing. Manuel Sierra Alvarado 4.3.3 Flujos Este tipo de falla consiste en movimientos más o menos rápidos de zonas localizadas de un corte de manera que el movimiento en sí y la distribución aparente de las velocidades y los desplazamientos semejan el fluir de un líquido viscoso. No existe, en si una superficie de falla ya que esta se desarrolla en un lapso muy breve al inicio del fenómeno. Estas fallas pueden ocurrir en cualquier formación no cementada, desde fragmentos de rocas hasta arcillas francas; suceden tanto en materiales secos como húmedos. Muchos flujos rápidos en materiales secos ocurren asociados a fenómenos de presión de aire, en los que este juega un papel análogo al del agua en los fenómenos de licuación de suelos. Otros flujos en suelos muy húmedos, son verdaderos procesos de licuación.

4.3.4 Falla por Licuación Estas fallas cuando en la zona del deslizamiento el suelo pasa rápidamente de una condición más o menos firme a la correspondiente a una suspensión, con pérdida caso total de resistencia al esfuerzo cortante. El fenómeno puede ocurrir tanto en arcilla extrasensitivas como en arenas poco compactas.

4.4 Análisis de un talud de excavación practicado en arcillas blandas saturadas. En la figura mostrada, se aprecia el caso de una excavación realizada en una arcilla saturada y blanda. Al realizar la excavación en el suelo (a).

Luego se observa que la presión de poro en un punto P de la superficie hipotética de deslizamiento tiende a disminuir durante la excavación (b); después esta presión aumenta, con expansión de la arcilla, hasta un valor constante, que dependerá de las condiciones de flujo de agua en el talud pero que en general es menor que la presión que había en el agua antes de realizar la excavación.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 31 Ing. Manuel Sierra Alvarado En la parte c de la figura se muestra la variación de las condiciones de estabilidad del talud de la excavación con el tiempo. Durante el periodo de construcción las condiciones empeoran por el aumento que ocurre en el esfuerzo cortante medio actuante, mientras la resistencia no ha tenido tiempo de cambiar ( el esfuerzo cortante medio aumenta como consecuencia de la excavación, que va formando un talud allí donde antes el terreno era horizontal y no había ningún esfuerzo cortante actuante) ; pero ahora, durante el tiempo que sigue al final de la construcción, la resistencia del suelo sigue disminuyendo, por el efecto del aumento de la presión del poro y la correspondiente expansión del suelo , por lo que, a pesar de que una vez terminada la excavación el esfuerzo cortante medio actuante ya no cambia, las condiciones de estabilidad siguen empeorando. La condición a largo plazo que se alcance cuando se llegue a la presión de poro mayor a la que haya de llegar el suelo, es ahora evidentemente el momento crítico y la condición de diseño.

Por tanto la condición crítica se presenta a largo plazo, cuando las presiones de poro se han adaptado o bien a una condición estática o a una de flujo establecido Debe hacerse un análisis basado en los parámetro de resistencia de pruebas con drenaje ( lenta) y en términos de esfuerzos efectivos.

Si se trata de excavaciones provisionales, de vida corta, tales como las que se realizan para cimentaciones, objeto de este trabajo, cabe hacer un análisis considerando el momento al fin de la excavación como el crítico, efectuando el cálculo de estabilidad con los parámetros provenientes de una prueba rápida y con base en esfuerzos totales ( , ) Si un depósito de arcilla tiene una estructura más permeable, debe tenerse especial cuidado en el diseño de excavaciones temporales y cortes. La presencia de la estructura permeable permite una disipación mas rápida del exceso de presión intersticial, por ende la condición a largo plazo puede establecerse en mese en vez de en años. Por consiguiente, en tales casos podría ser prudente diseñar la excavación temporal y cortes basándose en las condiciones a largo plazo

En general, en un talud en corte en arcilla debe estudiarse la estabilidad a corto y a largo plazo. Se examinara en primer lugar la estabilidad a largo plazo. Este analisis se realiza en términos de esfuerzos efectivos, el cual permitirá deducir directamente el factor de seguridad a corto plazo.

Además, la estabilidad de un talud con un suelo puramente friccionante, tal como una arena limpia en el cual se desarrolla fricción, y para garantizar su estabilidad, bastara en que el ángulo del talud sea menor que el ángulo de fricción interna de la arena, que en un material suelto, seco y limpio se acercara mucho al ángulo de reposos. Por tanto su condición límite de estabilidad es, simplemente: Sin embargo, si el ángulo es muy próximo a , los granos de arena próximos a la frontera del talud, no sujetos a ningún confinamiento importante, quedara en una condición próxima a la de deslizamiento incipiente, que no es deseable por ser el talud muy fácilmente erosionable por el viento o el agua. Por ello es recomendable que en la práctica sea algo menor que . La experiencia ha demostrado que si se define un factor de seguridad entre los valores de y , basta que dicho factor tenga un valor del oren de 1.1 o 1.2 para que la erosionabilidad superficial no sea excesiva.

En la figura siguiente se muestra los métodos usados en el análisis de la estabilidad de taludes. Son los llamados métodos de equilibrio límite.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 32 Ing. Manuel Sierra Alvarado Bajo el título genérico de Método Sueco, se comprenden todos los procedimientos de análisis de estabilidad respecto a las fallas de rotación, en los que se considera que la superficie de falla es un cilindro, cuya traza con el plano en el que se calcula es un arco de circunferencia. En el análisis de suelos “puramente cohesivos” y con “cohesión y fricción”, se cumple que:

Donde

La determinación del factor de seguridad es fundamental en el estudio de la estabilidad de taludes. La experiencia permite considerar un valor de 1.5 como un valor de F.S. compatible con una estabilidad practica razonable. Debe, pues, de cumplirse para la superficie hipotética seleccionada, que:

4.5 Esquemas de estabilización de taludes y deslizamientos en excavaciones. Como se comento, los taludes de excavación sufren características y aspectos críticos al final de la construcción, a largo plazo y por desembalse rápido y, ante tales condiciones, es necesario disponer de métodos de estabilización que protejan el talud y eviten deslizamientos. En la figura se muestra ciertos métodos aplicables.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules Ing. Manuel Sierra Alvarado CAPITULO V SISTEMAS DE ABATIMIENTO DEL NIVEL FREÁTICO.

5.1 Generalidades Algunas obras de ingeniería como en el caso de edificios con sótano o de alguna obra subterránea, se necesitan excavaciones bajo el nivel freático. Para realizar estos tipos de obras es necesario el abatimiento del nivel freático por debajo del nivel de desplante para prevenir la erosión, fallas de taludes, disminuir la presión sobre elementos de soporte y conseguir condiciones de trabajo en seco. El agua del suelo debe manejarse por medio de un sistema de bombeo adecuado al tamaño y profundidad de la excavación y el tipo de suelo.

5.2 Flujo de agua en suelos 5.2.1 Permeabilidad en los suelos Podemos suponer que el agua al filtrar a través del suelo, lo hace siguiendo un cierto ordenamiento gobernado particularmente por la gravedad y la permeabilidad del suelo. La permeabilidad representa la rapidez con la que el agua se mueve a través del suelo bajo gradiente hidráulico unitario. Para un flujo laminar de acuerdo con la ley de Darcy, se tiene:

Donde: k: Se define como el coeficiente de permeabilidad. i: Gradiente hidráulico que corresponde a la perdida de carga por unidad de longitud en el trayecto del flujo ( ) El coeficiente de permeabilidad también puede definirse como:

K: Permeabilidad especifica, depende del tamaño y forma de los granos y la porosidad. ?: Viscosidad del agua que es función de la temperatura. Si consideramos un elemento infinitesimal de masa sujeto a filtración, la velocidad de agua que entra y sale del elemento puede representarse vectorialmente, sin embargo si no existe pérdida de carga, por continuidad del flujo el agua que entra debe ser igual al agua que sale como se muestra en la Fig. (4.1). Figura (4.1) Flujo de agua a través de un elemento.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules Ing. Manuel Sierra Alvarado Suponiendo que la permeabilidad es constante y realizando algunos procesos matemáticos que en éste trabajo omitiremos, podemos escribir la ecuación básica del flujo laminar en el suelo de la siguiente manera:

Está ecuación representa el flujo de agua en un caso particular. Si consideramos que S (grado de Saturación) y e (relación de vacio), son constantes se obtiene la condición de un flujo establecido.

: Coeficientes de permeabilidad en las direcciones x e y respectivamente. En la tabla 4.1 se presenta valores típicos de coeficientes de permeabilidad tanto de suelos granulares, como en suelos finos y mezclas de ellos. Tabla 4.1 Coeficientes de permeabilidad típicos

5.2.2.- Redes de flujo Una red de flujo es un sistema formado por dos familias de líneas, la línea de flujo y la correspondiente a líneas equipotenciales. Para el caso de un suelo isotrópico puede demostrarse por consideraciones físicas y matemáticas que estas dos familias de líneas es decir las líneas de flujo y las equipotenciales son ortogonales entre sí. De lo anterior podemos decir que una red de flujo quedará determinada una vez que se hayan establecido las líneas de flujo y las equipotenciales. Fig. (4.2) Red de flujo de agua

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 35 Ing. Manuel Sierra Alvarado Una red de flujo mostrada en la figura 4.2 resulta formada por rectángulos curvilíneos. La solución de la filtración en base de la red de flujo, se basa en un método simplificado, es decir, en base de las figuras comprometidas entre dos pares de líneas de flujo y líneas equipotenciales sean aproximadamente cuadradas. Para facilitar el trazo de las redes de flujo se considera que , donde S y l son las dimensiones de los cuadrados curvilíneos. También debemos considerar el valor de h resulta igual a la caída de potencial total, dividida entre el número de caídas equipotenciales:

El gasto total correspondiente a una red de flujo, resulta igual al gasto de un canal multiplicado por el número de canales:

Una vez trazada la red de flujo, es posible determinar en cada punto, las siguientes propiedades: La presión hidráulica: El gradiente hidráulico:

La velocidad (Darcy) de la corriente en el conducto: EL gasto : El coeficiente define el valor característico de la red de flujo. En la Fig. (4.3) se presenta un ejemplo de aplicación que corresponde a una excavación limitada por dos tablestacas impermeables, en este caso, el perímetro de las tablestacas define una línea de frontera de flujo y la base impermeable otra frontera. Los planos horizontales hacia cada una de las tablestacas son líneas equipotenciales. Fig. 4.3 Red de flujo para una excavación limitada por tablestacas impermeables

Podemos observar que tenemos 9 líneas equipotenciales y 8 líneas de flujo, utilizando un coeficiente de permeabilidad adecuado, podremos determinar la posible existencia de una falla de fondo por supresión.

5.2.3.- Análisis de grupos de pozo Un pozo es un flujo horizontal a través de un estrato permeable, confinado por estratos impermeables, como se muestra en la Fig. 4.4, por lo tanto hay que conocer las condiciones de flujo y las presiones hidráulicas para prevenir falla en la estabilidad de las excavaciones, también es necesario evaluar los gastos y programar el bombeo necesario.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 36 Ing. Manuel Sierra Alvarado Fig. 4.4 Flujo de agua horizontal en un acuífero confinado

La descarga total del grupo de pozos es:

D: Espesor del estrato permeable. Nivel del agua dentro del pozo (abatimiento)

Este mismo procedimiento se puede utilizar para el estudio de un grupo de pozos mediante por medio de las redes de flujo, siempre y cuando se determine el valor de correspondiente a la línea equipotencial de frontera, que se considera permanece sin afectaciones durante el bombeo realizado en los pozos. Fig. 4.5 Determinación de radio equivalente aproximado a) Para sistemas circulares;

b) Para sistemas rectacgulares. En algunos casos podemos considerar que un grupo de pozo actúa como un solo pozo de radio . Esta aplicación es de gran utilidad para un sistema de pozos circulares espaciados entre sí. En el caso de sistemas de pozos rectangulares se lo puede resolver como un grupo de pozo circular de área igual a la envolvente de los pozos como se muestra en la figura 4.5, y obteniendo:

Otros análisis prefieren considerar que un sistema rectangular actúa como un sistema circular como el mismo perímetro.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules Ing. Manuel Sierra Alvarado 5.2.4.- Flujo de Agua en excavaciones. Al excavar bajo el nivel freático ocurren dos fenómenos: 1.- Disminución de los esfuerzos totales por la descarga de suelo excavado, que genera una disminución de esfuerzos efectivos y de la presión de poros, considerando que se va excavando sin cambio de volumen, existe un efecto de succión. 2.- Tendencia al flujo por la diferencia de niveles de agua entre el interior de la excavación y el suelo circundante.

De esta manera se producen dos gradientes que tienden a disminuir los esfuerzos efectivos debidos a la succión por descarga y a la diferencia de niveles de agua. Dependiendo de la permeabilidad del suelo y la geometría de la excavación, se desarrolla un flujo para restablecer la condición hidrostática, durante el cual aumenta el contenido de agua y disminuye el esfuerzo efectivo. El objetivo del bombeo consiste en extraer el agua libre de la masa del suelo, mientras permanezca abierta la excavación, para evitar eventuales condiciones de inestabilidad y deformaciones excesivas.

5.3 Extracción de agua en los suelos 5.3.1 Extracción de agua en suelos arenosos Debido a la alta permeabilidad de los suelos granulares, el flujo se establece de forma inmediata, por lo que el bombeo en este tipo de suelos se diseña para controlar el gasto de agua que se filtra hacia la excavación, esto se realiza para evitar fuerzas de filtración ascendentes y también para que el lugar de trabajo se mantenga en seco. La instalación de instrumentación es necesaria para medir la carga hidráulica en un acuífero y evaluar el rendimiento de un sistema de abastecimiento, para eta evaluación se utiliza piezómetros y pozos de observación. Con el piezómetro se miden presiones, mientras que con el pozo de observación se determina el nivel freático en un acuífero libre. Para la instalación de instrumentos de medidas es necesario que se conozca la estratigrafía de la zona, para no colocar instrumentos inadecuados y obtener información poco factible. Instrumentación en arenas.- Los piezómetros que se utilizan en suelos arenosos son de tipo abierto y se pueden instalar en una perforación previa (piezómetro tipo Casagrande) o hincados (puntas piezométrica).

Piezómetro abierto en perforación previa. Consta de un tubo vertical, de PVC o metálico de 1,3 cm de diámetro, con coples cementados y una celda permeable en su parte inferior, esta celda es un tubo de PVC de 4,8 cm de diámetro y 30 cm de altura, con ranuras horizontales de 1mm que permite el paso del agua Fig. 4.6. Se acostumbra llenar la celda permeable con arena de partículas mayores de 2mm, usualmente se coloca un filtro o una malla muy fina para confinar la arena de la celda. Fig. 4.6 Piezómetro abierto

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules Ing. Manuel Sierra Alvarado Estos piezómetros se instalan en perforaciones verticales de 4 pulg de diámetro, como lo indica la figura 4.6 b. El piezómetro debidamente ensamblado se coloca dentro del pozo, asentándolo en arena bien graduada previamente vertida al fondo. En la parte superior de la tubería se coloca un tapón, roscado o débilmente cementado, con una pequeña perforación para que el aire entrampado pueda salir. Es necesario vaciar gradualmente arena dentro del pozo hasta 30 cm por arriba del bulbo. Se agrega bentonita para sellar un tramo de un metro, para impedir la intercomunicación con otros acuíferos. El resto del pozo se rellena con lodo arcilloso.

Piezómetro abierto hincado. Está integrado por a) tubo de cobre de 5/8 pulg de diámetro y 30 cm de longitud, con perforaciones de 5mm, forrado con filtro permeables. b) Tubo de hierro galvanizado de ¾ pulg de diámetros en tramos de 1 m con coples, y c) punta cónica de acero de 2.7cm de diámetro con sello temporal de silicón al tubo galvanizado. Fig. 4.7 Fig. 4.7 Punta Piezométrica Actividades para la instalación: Perforar manualmente con barrena helicoidal o con perforadora mecánica hasta un metro arriba de la profundidad de instalación. Hincar el piezómetro en el suelo en la posición cerrada (Fig. 4.7 a) Introducir en el piezómetro una barra auxiliar de acero de 3/8 pulg de diámetro, en tramos de 1.5m con cuerda, para formar una columna continua, a continuación verter agua, hasta igualar el nivel en el interior del tubo (NA) con el nivel freático. (NF). Enseguida con la barra auxiliar, empujar a presión la punta de la celda permeable, o bien golpear con lo impactos de un martillo hasta abrir el piezómetro 20cm.Extraer la barra de acero y agregar agua de manera que el nivel interior del tubo, no cambie bruscamente, sino que mantenga cerca o por arriba del niel freático esté nivel tenderá a su posición de equilibrio. Fig. 4.8 Fig. 4.8 Instalación de punta piezométrica hincada

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El nivel del agua dentro del tubo se determina con una sonda eléctrica, cuyas lecturas resultan muy confiables, la posibilidad de instalarlos manualmente los hace particularmente útiles para colocarlos en sitios de acceso difícil. Tubo de observación del nivel freático.- Permite observar la posición del nivel freático, así como su variación en los periodos de lluvias y sequía, también permite determinar el abatimiento de este nivel durante una prueba de bombeo o por el funcionamiento de un sistema de abatimiento. El tubo es ducto instalado dentro de una perforación, que se profundiza por lo menos un metro por debajo del nivel freático o del nivel del abatimiento previsto, su parte inferior es permeable para permitir la entrada del agua y la parte superior es sellada para evitar que el agua superficial entre al tubo, como se muestra en la Fig. 4.9

5.3.2 Extracción de agua en suelos finos Los suelos arcillosos frecuentemente presentan microfisuramiento, así como intercalaciones de delgados estratos arenosos de mayor permeabilidad, por lo tanto el bombeo se realiza para extraer el agua libre y evitar que la microfisuras se activen y disminuir la modificación de esfuerzos efectivos por cambios en la humedad de los suelos finos.

Instrumentación en arcilla Para medir presión de poro en arcillas deben utilizarse piezómetros neumáticos, que permiten medir directamente la presión. Sin embargo si se realiza un abatimiento en un estrato arenoso intercalado, en este último se deben instalar piezómetros abiertos para conocer la presión durante la excavación. El procedimiento de instalación es similar al indicado para piezómetros abiertos instalados con perforación previa, la presión que ejerce el agua se determina equilibrándola con aire, valiéndose de un sistema de presión controlada. (Fig. 4.10) UNIVERSIDAD DE GUAYAQUIL

Fig. 4.9 Tubo de Observación

Fig. 4.10 Piezómetro Neumático 5.4 Diseño de sistemas de bombeo 5.4.1.- Pruebas de bombeo Debido al costo que puede generar la realización de una prueba de bombeo queda totalmente justificada una prueba de éste tipo cuando el abatimiento representa un problema potencial para el costo del proyecto. Una prueba de bombeo es parte del estudio geotécnico y para su programación debe tenerse un conocimiento completo de las condiciones estratigráficas, los niveles de agua y los ensayos de laboratorio, se debe tener información respecto a abatimientos previos realizados en el área, de pozos para abastecimiento de agua, o de la hidrología de la superficie. Con la información disponible y considerando el abatimiento del nivel freático requerido para el proyecto, se puede determinar la capacidad aproximada de bombeo en el pozo, también podemos considerar los siguientes aspectos:

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 40 Ing. Manuel Sierra Alvarado Tipo de bomba adecuada. Para el caso de suelos arenosos se utilizan bombas sumergibles y en suelos finos, se prefiere bombas de eyector. Seleccionar el diámetro del Ademe adecuado, para admitir una bomba del tamaño necesario. El pozo deberá penetrar todos los estratos que afectará el bombeo durante el abatimiento. Duración del abatimiento en la prueba y de la recuperación.- El bombeo durante la prueba debe mantenerse el tiempo suficiente para definir el patrón de abatimiento característico del acuífero, es decir que se enlace una condición de flujo establecido. Según Walton

Donde: Tiempo de bombeo dado en minutos. r: Distancia del pozo de bombeo al pozo de observación considerado (pies) T: Transmisibilidad del acuífero, en galones/día/pie. Coeficiente de almacenamiento. Para acuíferos libres es igual a 0.2 y para acuíferos confinados varía de 0.0005 a 0.001. Debe tomarse en cuenta que esta relación es aplicable a un acuífero ideal.

Generalmente el tiempo de abatimiento requerido varía desde unos minutos para acuíferos confinados y de varios días para acuíferos libres. Se puede adoptar un periodo de prueba de 24 horas para un acuífero confinado y de 7 días para un acuífero abierto. El bombeo puede ser suspendido cuando alcanza una condición de equilibrio, en ocasiones se presentan equilibrios aparentes en acuíferos abiertos, en cuyo caso la prueba debe continuar hasta alcanzar un equilibrio real. Después de suspender el bombeo, deben registrarse los niveles del agua en los instrumentos durante la recuperación, los datos de recuperación son significativos aproximadamente durante un lapso del 60% del tiempo de bombeo.

Análisis de los resultados.- Con los datos obtenidos durante la prueba y debidamente ordenados, se preparan gráficas con el tiempo en la escala horizontal (log) y el abatimiento o la recuperación en la escala vertical (aritmética). Debe anotarse cualquier observación registrada durante la prueba, de tal manera que puedan interpretarse los efectos ajenos a la misma. Se debe seleccionar los datos más representativos para obtener el gasto y la permeabilidad. Debemos notar que la formula general corresponde a un acuífero ideal, para lo cual estas gráficas resultan prácticamente rectas, para el caso de un acuífero real las curvas presentan una ligera distorsión. Considerando un análisis cuidadoso de las graficas, los parámetros para el diseño del abatimiento pueden deducirse con precisión suficiente. En la Fig. 4.11 se presentan curvas hipotéticas para ilustrar desviaciones de la recta ideal. Este tipo de grafica sirve para una interpretación más cercana a la realidad, obteniéndose así parámetros más confiables.

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 41 Ing. Manuel Sierra Alvarado Fig. 4.11 Curvas de abatimiento vs. Log del tiempo, en un acuífero confinado que muestra el efecto de una recarga y de una frontera (Barrera). Fig. 4.12 Curva de abatimiento vs. Log del radio r, que muestra el efecto de una recarga

5.4.2 Diseño de sistemas de bombeo Una bomba es un dispositivo mecánico relativamente sencillo, cuyo comportamiento debe ser predecible y confiable. Muchas de las dificultades en los trabajos de abatimiento de nivel freático pueden ser atribuidas a las bombas, ello se debe en general a usos inadecuados, instalaciones inapropiadas, o a operación y mantenimiento equivocados.

Una bomba para realizar abatimiento de nivel freático, debe ser seleccionada con una capacidad mayor a la del trabajo normal que va realizar, para abatimiento de nivel freático en excavaciones se han desarrollado varios tipos de bomba, que se describen a continuación. Bombas sumergibles (tipo – becerro).- Esta bomba ofrece ventajas para el manejo de cárcamos y pozos poco profundos, con unidades de potencia desde una fracción hasta 100HP para corriente directa o trifásica. La mayoría de los modelos puede manejar pequeños sólidos en suspensión, en el caso que estas cantidades sean significativas, puede producir perdida de su capacidad y hasta daños en el equipo. Por esta razón es necesario construir adecuadamente los cárcamos o pozos, como las unidades son robustas es necesario pozos de gran diámetro.

Bombas de pozos – puntas (well point).- Este tipo de bomba consta de una unidad centrifuga, una unidad de vacío y una cámara con válvula flotante. La bomba de vacío proporciona sellado continuo a la unidad, lo cual es esencial para el buen comportamiento de un sistema de abatimiento tipo well point. Es indispensable que su carga de succión positiva neta sea suficientemente baja para la aplicación que se requiere.

Bombas de tipo eyector.- Se utilizan particularmente en suelos finos, en los que se requieren un bombeo de volúmenes reducidos de agua y donde la baja eficiencia de los eyectores no es una desventaja. Por sus características desarrolla un alto vacío, si la columna del filtro en el pozo se sella con bentonita, el vacío se trasmite al suelo, acelerando el drenaje de los suelos finos interestratificados con capas más permeables, aumentado la resistencia al corte del suelo. El costo de los eyectores es significativamente menor que los pozos profundos, por lo que pueden usarse económicamente en espaciamiento cerrados cuando las condiciones del suelo son adecuadas. El principio del funcionamiento del eyector y las características de la instalación de un pozo de bombeo se observa en la (Fig. 4.13). Fig. 4.13 Características de la instalación de un pozo de bombeo

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 42 Ing. Manuel Sierra Alvarado 5.4.3 Diagramas de operación de bombas Para determinar la potencia de las bombas es necesario determinar el valor de carga dinámica total (CDT), que es la suma de todos los incrementos de energía que recibe el agua, por lo tanto tenemos que:

La carga de velocidad se calcula en el punto de máxima velocidad con la expresión:

Podemos observar en la Fig. 4.14 el cálculo de CDT para varias aplicaciones de bombeo. Al seleccionar bombas para abatimiento, debe aumentarse un 10% a 15% a la CDT, para permitir que la bomba trabaje en condiciones no forzadas. Fig. 4.14 Cálculo de la carga dinámica total (CDT)

La potencia de operación PO es la cantidad de energía en caballos de fuerza (HP) que se debe suministrar a la bomba para asegurar un correcto funcionamiento, donde:

?: Eficiencia de la bomba 5.4.4 Tuberías y arreglos de los equipos Las tuberías para sistemas de abatimiento se fabrican en diferentes materiales, por lo tanto para la elección debe considerarse algunos aspectos tales como: que la mayoría de los sistemas de abatimiento son temporales, deben ser resistente al manejo normal del trabajo, diseñadas para la instalación y desmontaje de la misma varias veces. En el caso que el agua sea corrosiva, la tubería debe ser resistente a esa agresión. La tubería de hierro, es muy resistente y soporta múltiples usos, tiene un peso adecuado y fácilmente se puede soldar en la obra, sin embargo es sensible al agua corrosiva y agresiva. Las tuberías en PVC es comúnmente utilizado para trabajos de abatimiento por su bajo costo y su peso ligero, sin embargo es muy frágil y no puede manejarse con los mismos procedimientos de una tubería de hierro, por lo tanto debe esperarse rotura en los tubos cuando se instala y se desmonta frecuentemente. En algunos casos y por las condiciones propias de obras donde se instalan pozos, es frecuente el uso de mangueras a partir de la salida del pozo, por que facilitan su movimiento de acuerdo con las necesidades de los trabajos de excavación, pero es necesario tomar en cuenta la presión de operación de los sistemas de bombeo y utilizar mangueras tramadas para la conducción del agua a presión. Es importante tomar en cuenta que las líneas de descarga pueden contener cantidades apreciables de aire, por lo tanto se necesita válvulas adecuadas para permitir la eliminación automática del aire. La fig. 4.15 muestra la localización apropiada para válvulas de eliminación de aire o respiraderos. Fig. 4.15 Distribución típica de válvulas automáticas de extracción de aire (respiraderos)

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CIMENTACIONES Manuel Guevara Anzules 43 Ing. Manuel Sierra Alvarado 5.5 Electroósmosis Es de mucho valor e importancia para los sistemas de bombeo, contar con un tablero o panel para la instalación eléctrica con interruptores, arrancadores y conexiones debidamente señalados. Es necesario un sistema de emergencias para fallas de suministros de energía eléctrica como una planta o generador eléctrico de motor a gasolina, ya que algunas interrupciones prolongadas pueden poner en peligro la excavación porque la falta de bombeo permite la recuperación del nivel freático. Electroósmosis

5.5.1 Introducción. El fenómeno de la electroósmosis es le medio que produce movimiento de las moléculas de agua inducido por un campo eléctrico en un medio poroso, cada poro del material se considerar como un capilar que esta en contacto con una solución de agua que contiene iones, las superficies porosas de los materiales del terreno y así como los utilizados en la construcción de la edificación suelen estar cargados con carga negativa, pero en la proximidad de los muros se encuentran iones positivos o cationes, es por esto que se forma una doble capa, que se compone de una capa fija correspondiente a cationes absorbidos por la superficie (el muro) y de una capa móvil o difusa, si se introducen unos electrodos y se aplica potencia diferencial, la capa móvil se trasladará hacia el electrodo negativo o cátodo, llevando consigo las moléculas de agua, este movimiento de transporte del agua es lo que se denomina electroósmosis. Existe electroósmosis activa y pasiva, cuando se trata de electroósmosis activa, lo que se busca es hacer descender la humedad del muro (la humedad de capilaridad), usando un campo eléctrico, para ello se coloca una serie de electrodos, en el muro que se desea secar y en el terreno, y se aplica una diferencia de potencial que puede ser continua o en forma de pulsos intermitentes; los electrodos son instalados en la pared por especialistas en el ramo y otros electrodos son instalados en el terreno, los electrodos instalados en la pared son puestos uno a uno mediante perforaciones que generalmente tienen como profundidad la mitad de la pared, y el electrodo puesto en tierra tiene una profundidad de aproximadamente 1,30m. Una vez instalados adecuadamente todos los electrodos y aplicados todos los materiales necesarios, se aplica un mortero drenante que sirva como desecación de la pared. La instalación queda lista y mediante un aparato electrónico que la empresa instaladora suministrara, se aplicarán imp