libro de moya
DESCRIPTION
Libro sobre geologiaTRANSCRIPT
197.
VIII CPMSIF-PCSMFE, 16 - 21 AGOSTO 1987, CARTAGENA-COLOMBIA
El Subsuelo de Bogotá y los Problemas de CimentacionesThe Subsoil of Bogotá and the Problems in Foundations
Julio Moya BarriosProfesor Asociado a la Universidad Nacional de Colombia. Profesor de la Universidad de La Salle. Sociode Ingeniería y Geotecnia Ltda., Ingenieros Consultores, Bogotá, Colombia.Jorge A. Rodriguez OrdoñezIngeniería y Geotecnia Ltda., Ingenieros Consultores, Bogotá, Colombia.
SINOPSIS
En este trabajo se presenta información básica sobre las características desubsuelo de Bogotá y su relación con los problemas de cimentaciones. Se hace unadescripción general de su geología y estratigrafia, dividiendo la ciudad en treszonas típicas desde el punto de vista de sus suelos. Para las arcillas blandas
que se encuentran en buena pare de la ciudad se definen sus principales rasgosde comportamiento y parámetros geotócnicos. Finalmente, se presentan dos casos decimentaciones profundas y dos de excavaciones, en los que se ha logrado contarcon información relativamente buena y completa dentro de lo que es la prácticacomún del dise7.o y construcción de cimentaciones en la ciudad. En tres de los
casos se pudo contar además con información sobre el comportamiento del sistemaconstruido, lo cual complementa los datos de las investigaciones correspondientes
de campo y laboratorio realizadas en la etapa de diseño.
1 - INTRODUCCION
El subsuelo de Bogotá está formado por una amplia gama de tipos de suelos, muchos
de los cuales presentan problemas para el Ingeniero Geotácnico, por sus caracte-rísticas de resistencia y deformabilidad, su carácter expansivo o dispersivo, opor sus condiciones precarias de estabilidad en laderas naturales y artificiales.Por otra parte, el tipo de obras que se desarrollan en la ciudad continuamenteestán superando los limites de experiencias pasadas debido a la magnitud de lascargas en las estructuras o la profundidad de las excavaciones por ejemplo, asícomo por la necesidad de optimizar continuamente los diseños para lograr solu-ciones satisfactorias tócnicamente y competitivas económicamente. Todo esto haceque se deba tener cada día un mejor conocimiento del comportamiento de los suelosy de los criterios para el diseño y construcción de las cimentaciones y excava-ciones, todo dentro de los limites que imponen las necesidades de un pais en viasde desarrollo, en donde no siempre es posible contar con todos los recursosdeseables para el estudio y solución de los problemas en la práctica de laingeniería.
En este articulo se presenta buena parte de la experiencia ganada sobre el
comportamiento de los suelos arcillosos blandos de la Sabana de Bogotá y el rango
198
de variación de sus parámetros geotécnicos, con base en la información recopilada
en muchos trabajos de consultoría para el diseño de cimentaciones en la ciudad.
Por otra parte se presentan cuatro casos en los que se ilustran algunos de los
problemas que el ingeniero de suelos debe resolver en los diferentes tipos deterreno que se encuentran en la ciudad. En general se puede decir que los casosplanteados son afortunados por cuanto se contó con una buena información para su
diseño, se realizaron pruebas de campo y se logró establecer de una manera más omenos completa el comportamiento de la estructura, lo cual no siempre es el casoen muchas de las obras que se construyen en nuestro medio.
Se espera que el contenido del trabajo sirva para dar una idea de las principales
características geotécnicas de los suelos de Bogotá, y su comportamiento endiversos tipos de obras, en especial en el caso de cimentaciones profundas yexcavaciones. También, para indicar la metodología corrientemente adoptada en eldiseño y construcción de cimentaciones en nuestro medio.
2 — SEOLOGIA GENERAL
La Sabana de Bogotá es la principal de varias altiplanicies de la Cordillera
Oriental de Colombia. Su estructura general es la de un sinclinorio formado porrocas sedimentarias del Cretáceo y Terciario, de origen marino, parálico ycontinental, el cual se encuentra parcialmente cubierto por sedimentos recientesno consolidados del Cuaternario y de origen continental, fluvioglacial, lacustre
y de pantano.
La ciudad de Bogotá se ha desarrollado desde el borde oriental de la cuenca haciael occidente, norte y sur, aprovechando las zonas planas de los depósitosrecientes al norte y occidente, el piedemonte de los cerros orientales y las
áreas de topografía ondulada en terrenos formados por rocas terciarias ydepósitos de ladera hacia el sur (Figura 1). Estas circunstancias hacen que se
tenga en la ciudad una amplia variedad de condiciones de suelos, cada una con
problemas geotécnicos especificos.
Como se dijo antes, los materiales que se encuentran en la región son de origencretáceo a reciente. Las principales Formaciones con sus características más
importantes se describen a continuación.
El Grupo Guadalupe es la base del sinclinorio (Figura 2), es de origen CretáceoSuperior y está formado por rocas sedimentarias depositadas en un ambientemarino. Se distinguen varias formaciones a saber: los 50 a 70 metros superioresestán compuestos por areniscas friables (Formación Arenisca Tierna) de grano finoa medio. Un nivel intermedio de unos 100 m constituido por capas planas y
paralelas de liditas con intercalación de arcillas y areniscas (FormaciónPlaeners). Los 300 m inferiores están formados por bancos gruesos de arenisca
compacta (Formación Arenisca Dura).
Las rocas del Grupo Guadalupe afloran formando los cerros que bordean la Sabana,
en donde han sufrido fuertes plegamientos dando origen a anticlinales estrechos,
algunos tumbados, lo que hace que estas rocas aparezcan muy fracturadas, conproblemas de inestabilidad en algunos sectores y que han dado origen a depósitosde ladera al pie de sus aflcramientos.
La Formación Guaduas está constituida 'r arcillolitas rojizas y abigarradas,
mantos de carbón, areniscas y arcilloliras grises depositadas en un ambiente de
199
t 1 I ,, 1 I I l 'ir I I
5
,1 ,>.2% /
11 (::,::/,// `1 /)I / / I i Kch ,.........., / a r 1 I \ \ / ----",,-
/1 1 ,,,,
/ 1 .......-.' i i s 1, ....., , r Kg ,
I----sl I r i Kv I IrI i r /..,
1 , ....'
1.
„,---)1 !
/ / I / ilsi,k: / Q7 /';1 )/ ' (/
1 3..........rj./.1 -?. , rI
i i j ) 1
, , Kv 1 , ' ...." / / r '/ I •
k• ., 1/ / / ,
4/7" ,
T.. Kg /-. I / / OS I 1 ,/ 1 Kg j r, Ir ,/ p _... ,./ ../.--,/I
K K9 1 1. r)- , ,,I K y /) ' 1 ‘ / /I( I `/., ,l ' / / /
()..„.;: ,,..../://I , I I :no, .,0
/ . ) / 1 %i
l I •-.. >7 -.-I/
//
/ \ ,
N-10 oses i ( .., / : K I S K9 r"..../ 1..., „/4....
I/
1 ,, I , ZIPAOU RA .i
„r- Kg ....`../' ■ !'
(1- v,
I , 1`‘'r I 1-
I, Tkg C,\ //7 I ir I c.1,
... j- I I 1
I. <-, \ 94/
,r,,,,,,/,)I li'1"11/ 111/4)
k III !li i1 /
K9 -.1
ti I. , x \ 1 1,10 1,/ .....,,- \,/CUATERNARIO
Qs Formación Sabana
,---
TERCIARIOI 1 l : i "1:,I Tt Formación Tilató
Tu Formación UsmeTb Formación BogotáTkg Formación Guaduas
CRETACEO
Kg Grupo GuadalupeKch Formación ChipaqueKv Formación Villeta
o GEOLOGIA DE LAoo SABANA DE BOGOTA
FIGURA No 1
FONT I BONs. II 41,
.. ‘ ) '''P\ Kch Os Gfl 0 FT:,?—/ BOGOTA\
. \ I--- , A AlF.Se--r- 9y\s
‘
r.>l' Río ,a .
N 1.000.000/ Y , í1
..7.:, , 'SOAC A
--
\\
er ,
- -— , 0 ,
Tkgkg!
s',--'/Tk9/' I /' '>" I 'J.,'"1/ I , /
T I tI
Tkg
IrI/
,FUSAGASUIAU .11
oou,
Formación Sabana ni Grupo Guadalupe
Formación Bogotá Formación Silleta
Formación Gambas RocasPrecrigerceas
SECCION GEOLOGICA TRANSVERSAL DELA SABANA DE BOGOTÁ
(Hubach , 1957 )
Figura No. 2
200.
transición marino-continental hacia fines del cretáceo y comienzos del Terciario
y alcanza espesores hasta de 1000 m. Aflora en una pequeña franja hacia el borde
oriental y sur-occidental de la ciudad. Ha sido aprovechada para la explotaciónde arcillas para la elaboración de ladrillos. Generalmente estas explotacioneshan tenido un carácter artesanal, lo que ha favorecido el desarrollo de problemas
de inestabilidad de taludes asociados con estas canteras (Chircales) y condepósitos de materiales botados.
La Formación Bogotá es una sucesión monótona de arcillolitas abigarradas queforman horizontes gruesos separados por bancos de arenisca arcillosa, los cualesdescansan sobre un conjunto de areniscas finamente conglomeróticas denominadoArenisca del Cacho. Esta formación es de edad Terciaria, depositada en aguadulce, su espesor total probablemente no es inferior a 1500 metros. Losmateriales de esta formación, como los de la Formación Guaduas han sidoaprovechados para la elaboración de ladrillos con los mismos problemas descritosanteriormente. Algunos edificios de gran altura en el centro de la ciudad seencuentran cimentados con pilas acampanadas apoyadas en las arcillolitas de lasFormaciones Guaduas y Bogotá.
La Formación Usme constituye la parte superior de la secuencia cretáceo-terciaria, es de sedimentación marina y su espesor se estima en 500 a 600 metros.Está formada por una sucesión de areniscas de grano medio a grueso con niveles
conglomeráticos, intercaladas con arcillas grises. Esta formación sólo se havisto expuesta en el interior del sinclinal del Tunjuelo al sur-oriente de laciudad.
La Formación Tilatá tuvo su origen en el Plioceno y está compuesta de capashorizontales alternadas de arcillas, arenas y gravas, de origen continental,derivadas de la erosión de las formacior , s del Cretáceo Superior y Terciario
Inferior y puestas en fuerte discordancia con ellos. Su espesor observado no pasa
201.
de 100 metros y aparece en las hoyas que bajan a la Sabana y en sectores al sur y
al norte de ésta.
La Formación Sabana está constituida por depósitos lacustres, de pantano ymarginales que llenan la cuenca de la Sabana. Son de origen Cuaternario
(Pleistoceno) y reciente, y están constituidos por capas de arcillas plásticas,arcillas turbosas, restos vegetales, diatomitas y arenas de finas a medias. Hacia
los bordes aumenta la proporción de arena y se presentan bancos irregulares debloques, piedras y cantos más o menos angulares, que forman depósitos aluviales
de ríos y quebradas que fluyen desde dichos cerros. Se incluyen además algunosdepósitos eólicos de cenizas volcánicas y otros de tipo glacial y fluvioglacialque se encuentran en la áreas altas en los alrededores de la Sabana. Su espesores variable, suele pasar de 200 m y alcanza hasta 500 m en algunas zonas.
En general la parte inferior de la formación se depositó en condiciones fluvialesy de pantano (interglacial) y está constituida por arenas arcillosas con gravas yun nivel de turbas hacia la parte superior de esta primera zona. La partesuperior de la formación representa un depósito lagunar (glacial) en el cual seencuentran varios niveles de turba indicativos de por lo menos tres periodos
interglaciales. Está formada básicamente por arcillas plásticas, localmente conlentes de arena.
En los bordes de la Sabana se encuentran secuencias de suelos formados por
depósitos coluviales de varios metros de espesor. Están formados por bloques ycantos de arenisca cuarzosa angulares y subangulares, con fragmentos ocasionalesde arcillolita gris. Este material grueso se encuentra dentro de una matriz que
varia en textura entre arcillo-limosa a limo-arenosa. Es importante destacar lapresencia de deslizamientos activos en estos depósitos.
2 - EL RIESGO SISMICO EN LA SABANA DE BOGOTA
Colombia tiene un emplazamiento tectónico muy complejo que hace que la mayor
parte de su territorio se vea expuesto permanentemente a un riesgo simico modera-do a fuerte. El modelo tectónico más reciente del pais considera una microplacacontinental que se ha denominado "Placa de Macondo", la cual formarla toda lazona andina del territorio nacional. Dicha placa estaría limitada por la fosaColombia-Ecuador-Panamá por el occidente, a lo largo de la cual la Placa de Nazcasubduce la Placa Macondo en tres tramos con diferente buzamiento separados porfallas transversales, el sistema de fallas Guaicaramo-Boconó-Pilar por el sur-este, el cual corre por el piedemonte de los Andes de Colombia y Venezuela,separando la Placa Macondo de la Suramericana en una zona de compresión, y lafalla Marginal del Sur-Caribe por el norte, la cual separarla la Placa Macondo dela Caribe.
Este modelo aón•no es definitivo, pero permite observar que la zona andina del
pais está fuertemente esforzada, localizada en una esquina donde confluyen almenos tres placas tectónicas, lo que ha dado origen a varios sistemas de fallasactivas intraplaca que, junto con la zona de subducción a lo largo de la costapacifica y la zona de Benioff, constituyen las principales fuentes de temblores
que pueden llegar a afectar la Sabana de Bogotá y en general a todo el territorionacional. Estas fuentes son capaces de producir sismos en toda la gama de magni-tudes (el mayor conocido ocurrió en el tramo sur de la zona de subducción delPacifico en 1906, y tuvo una magnitud estimada en más de 9), y en todo el rango
de profundidades, desde los superficiales que se producen en la fallas intra-
202.
placa, pasando por los intermedios (30 km) de la zona de subducción hasta losprofundos (40 a 700 km) que se producen en la zona de Benioff. Esto hace que unsitio como la Sabana de Bogotá se pueda ver expuesto a temblores de muy diversascaracterísticas y por lo tanto con distintos grados de peligrosidad.
Análisis recientes del riesgo sísmico para Bogotá, utilizando un modelo de linea-fuente y teniendo en cuenta todas las posibles fuentes capaces de producir terre-motos que puedan afectar la ciudad, arrojan los siguientes valores de aceleraciónhorizontal máxima que se pueden esperar en un lapso de 50 años, con diferentesprobabilidades de excedencia:
Probabilidad de excedencia (%) 66.3 10 5Aceleración máxima Am (cm/seg2) 85 220 275
Es de anotar que estos valores no tienen en cuenta las condiciones locales, enespecial el efecto de la forma de la cuenca en la que está la ciudad, ni larespuesta dinámica de los depósitos de suelos blandos de la Sabana. Estos dosaspectos son de gran importancia en la evaluacion de los niveles de movimiento yel contenido frecuencial que se pueda esperar en la superficie durante untemblor. Para realizar análisis de respuesta es necesario conocer el comporta-miento de los suelos bajo cargas cíclicas; este es un aspecto de los suelos de
Bogotá que aún está completamente inexplorado y sobre el que se deberán desarro-llar trabajos en el futuro.
4 - CARACTERISTICAS DE LAS ARCILLAS DE LA FORMACION SABANA
En esta sección se tratan desde el punto de vista de la ingeniería de cimenta-ciones, las características más importantes de las arcillas blandas que consti-tuyen el subsuelo de las zonas planas de la Sabana de Bogotá. Se dejan de lado
los depósitos coluviales y aluviales del piedemonte, las arcillolitas de lasFormaciones Bogotá y Guaduas y algunos suelos con características especiales quese encuentran en otras zonas de la ciudad.
4.1 Mineralogía
Aunque no se ha desarrollado un estudio sistemático de la mineralogía de lasarcillas de Bogotá, algunos ensayos de difracción de rayos X y análisis con elmicroscopio electrónico realizados por el laboratorio de suelos del IGAC, hanpermitido establecer que estas arcillas contienen caolinita como mineral predomi-nante, acompañada de montmorillonita, vermiculita e illita, principalmente, asícomo diatomeas en forma sensible. En general estos minerales están presentes enlas arcillas de la Formación Sabana en todo su espesor, aunque su proporciónvaria, encontrandose en algunos niveles montmorillonita,vermiculita o illita comominerales predominantes. Estas variaciones son consecuencia del régimen de depo-
sitación muy variable, caracterizado por épocas hómedas alternadas por otras mássecas, lo que produjo variaciones en el contenido de sólidos de las corrientesque llegaban a la cuenca. Por otra parte, en el período de formación del depósito
se presentó una intensa actividad volcánica en la Cordillera Central, que pudohaber aportado cantidades importantes de cenizas volcánicas en capas de extensióny espesor variables en diferentes zonas de la Sabana, lo cual también introduce
variaciones en la composición mineralógica en diversas zonas y niveles.
4.2 Propiedades Indice
Las propiedades indice de los diferentes estratos de arcilla varian dentro delimites más o menos definidos. Esto permite hacer un estimativo inicial de suscaracterísticas de resistencia y deformabilidad, de interés en la solución de losproblemas de cimentaciones.
En La Figura 3 se presenta la variación de la humedad natural, los limites deconsistencia y el peso unitario con la profundidad, determinados con base en losdatos de la investigación del subsuelo para un estudio de suelos al norte de laciudad. Esta es la condición típica en buena parte del norte y occidente deBogotá, aunque en algunas zonas es posible encontrar intercalaciones de arenas de
espesor y profundidad variables.
En este caso se trata de arcillas limosas de alta plasticidad, que se encuentransobreconsolidadas especialmente cerca de la superficie (RSC =4). La relación de
sobreconsolidación disminuye con la profundidad hasta alcanzar valores entre 1.2y 1.5 a unos 8 m por debajo de los cuales permanece aproximadamente constante.
Coincidiendo con esta variación en la relación de sobreconsolidación se presentauna disminución del peso unitario de 1.8 a 1.3 t/m 3 , y un aumento en el conteni-do de humedad de 40 a 120% aproximadamente. El limite plástico varia entre 30 y
50% en todo el depósit ,. y el limite liquido aumenta con la profundidad entre 100y 180%, de manera más o menos paralela a la relación de sobreconsolidación; a
partir de los 10 m continúa fluctuando entre 120 y 180%, dependiendo de las
caracteristicas de las diferentes capas de arcilla. Ocasionalmente hay estratos,en especial en sectores como Niza, al Nor-occidente de Bogotá, que tienen un
contenido de humedad y unos limites excepcionalmente altos (Wn=290, LL=420,
LP= 130), lo cual probablemente se deba a niveles ricos en montmorillonita.
En un intento por obtener correlaciones que permitan hacer estimativos prelimi-nares de diseño, y con el fin de comparar las caracteristicas de las arcillas deBogotá con las de otras reportadas en la literatura, tanto en su comportamientogeneral como en los valores de sus parámetros de resistencia y deformabilidad, serealizó una serie de correlaciones con base en los datos obtenidos en unos 50estudios de suelos para cimentaciones en la zona arcillosa de la ciudad. Los
parámetros análizados se obtuvieron en ensayos de consolidación unidimensional
lenta, resistencia al corte con veleta de campo y laboratorio, resistencia a lapenetración con cono y ensayos de compresión triaxial UU y CU . En cada caso sepresenta la linea de mejor ajuste y las que corresponden al valor medio + la
desviación estandar de la muestra analizada. Es importante aclarar que los datosutilizados en las correlaciones fueron obtenidos de muestras de diversos sitios yprofundidades y por lo tanto con diferencias de composición e historia de esfuer-
zos, todo lo cual se ve reflejado en la dispersión encontrada. Sin embargo, sonun buen indicativo de las propiedades generales de las arcillas de Bogotá y su
posible intervalo de variación.
En primera instancia se presenta una serie de correlaciones entre las propiedadesindice y los p,rAmetros de deformabilidad. En particular, el indice de compresión
virgen, la presión de preconsolidación y el indice de recompresión:
En las Figuras 4 y 5 se presentan correlaciones entre el indice de compresión
virgen Cc y la humedad natural y entre Cc y el limite liquido. Se observa que
existe una relación directa Cc-Wn y Cc-LL, con un buen ajuste a una recta y con
desviación estandar similar, aunque es un poco menor para la correlación Cc-Wn.
203.
204.
Prof.?OS. DESCRIPCION LIMITES Y HUMEDAD NATURAL PESO UNITARIO T/rr
40 80 120 160 200 240 280 1.2 14 16 1.8 2D 2.2 24 01/2 (T I - 03
2 4 6) MAX
8. T/m2
10 12
2—
6
10
- 1---i
14
16
1 8
20
22
—
26
28
30
Arcilla grisoscuro.
3
3"O
•
.
o
A AAa
A
1AA-
A
A
á
AA
dI
ád
A A
A
A
A
Aht,
A AA
A
A1
;,
).,
.
:
,
ZPV>;'
:fs",,,
X,
),,
;(
x.%,X,,.
".,
I, ).
O),'-o
,
5r
"\'sX?);lí%
.,, ,•,r)z
v."
, so
o
o
„".,s,,):
;it
"V,
:<.,
1,---4.--
._DON
Arcillo habanaoscuro limosa conalgunas vetasorgánicos
I d■01=40,..11=,
1 ^.•., . .: .1
i a I.
• 1
t
•
1
r• •
e
•
•
I.
– •
••a l
1
290 32 (498
Turba 0
.
Arcilla habanooscura limosa .
–
•
•t.1---•
32
Intercalaciones dearena fina y limohabano.
PERFIL PROMEDIO- PROYECTO RAFAEL NUÑEZ
FIGURA 3
205.
4.0
oz 3.0ou,crCL 2_0oo
1.0
Ez_
30 60 90 120 150 180 210 240 270 300
LIMITE LIQUIDO LL
Figura 4 - Correlación entre el limite liquido y el indice de compresión
virgen para las arcillas de la Formación Sabana.
o 4.0ozoEE 3.0zou)U 2.0azou1 1.0
uE1 0
0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250
HUMEDAD NATURAL Wn
Figura 5 - Correlación entre la humedad natural y el Indice de Compresión
virgen para las arcillas de la formación Sabana.
Para estas arcillas la correlación indica una mayor compresibilidad comparada conla de otras reportadas en la literatura, en particular con la ecuacioh
Cc =0.009(LL-10) de uso muy difundido.
En la Figura 6 se presenta una correlación entre el indice de compresión virgen y
el indice de recompresión, la cual es de interés ya que es raro que se enfrentenproblemas en los que se trabaje el suelo en su rango de compresión virgen, debidoa la magnitud de las deformaciones que se presentan. Esta correlación pre-senta una dispersión relativamente alta que puede estar relacionada con
1.0 10
1.0 -
o
2O_uD
a_
o 0.1Ocrcr
o
LIJ
E
00
010
206.
INDICE DE COMPRESION VIRGEN Cc
Figura 6 - Correlación entre el Indice de compresión virgen y elIndice de recompresión para las arcillas de Bogotá.
la forma como se determina el valor del indice de recompresión. Se ha observadoque el valor de Cr o Ce varia con el nivel de esfuerzos al cual se haga ladescarga en un ensayo de consolidación unidimensional. En la Figura 7 se ilustraeste fenómeno, con los valores de Cr calculados en varios ensayos para un
0.24 -
0.22 -
018 -
0.14 -
0.10 -
0.06 -
0.02 -
0.25 0.5 0.75 1.0 1.25 1.50
g-/CpFigura 7 - Valores del indice de recomnresidn para diferentes presiones
de descarga en ensayos de consolidación unidimensional.
Dev = 0.120.70
o
0.85divoCu =02687+0.000.63IP
oo Q--
c7—
o o
o °o
°°.° °. o o o o '--% ° 9— --
o oo
0.10 o
0.55
040=
0.2 5
207
proyecto al norte de la ciudad, en los cuales la descarga se hizo para diferentespresiones con respecto a la presión de preconsolidación. Se puede observar queentre mayor es la presión a la que se hace la descarga, mayor el valor de Cr
obtenido.
Para definir el grado de sobreconsolidación a partir de correlqciones, habitual-mente se utiliza la relación entre la resistencia al corte no drenada y elesfuerzo de preconsolidación en función del indice de plasticidad, la cual sepresenta en la Figura 8 para las arcillas de Bogotá. Se observa una dispersiónbastante alta en los datos y no se manifiesta una relación clara entre las
variables sino que más bien el valor de Cual]) varia entre 0.2 y 0.4; esta obser-vación coincide con la de otros investigadores (Mesri 1975, Larson 1980), quieneshan reportado valores de Cu/0191) de 0.2+0.04 para arcillas con IP<60 y bajas
relaciones de sobreconsolidación. Los valores obtenidos en este caso son un pocomás altos, del orden de 0.30+0.12, como se observa en la Figura 8.
0 50 100 150 200INDICE DE PLASTICIDAD IP
Figura 8 - Relación entre el Indice de plasticidad y la resistenciano drenada normalizada por la presión de preconsolidación.
4.3 Caracteristicas de resistencia y deformabilidad
Las características de resistencia y deformabilidad de las arcillas blandas estánestrechamente relacionadas entre si, y dependen en gran medida de su origen y en
particular de la historia de esfuerzos a la que se han visto sometidas. En estesentido se puede'hacer una gran distinción entre el comportamiento bajo esfuerzosen el rango normalmente consolidado, caracterizado por el flujo plástico delmaterial, grandes deformaciones y desarrollo de altas presiones de poros, y el
comportamiento en el rango sobreconsolidado donde el suelo se deforma demanera más o menos elástica y se generan presiones de poros bajas (en ocasionesnegativas) que se disipan rápidamente. Teniendo en cuenta estas consideracioneses importante en primer lugar determinar los mecanismos causantes de la preconso-
lidación y la magnitud de ésta.
Las arcillas blandas de la Sabana son de origen lacustre reciente, como se dijoanteriormente, por lo que no se han visto sometidas a procesos de carga o desear-
Prof. ESFUERZOS VERTICALES (T/nb
Mts. 0 8 16 2432 40 48UNF
NC
\1
\1
CFJo
R C RCA P07 LACA) PI1CI
NRN
(5
\I
I1
2
e
1011
1213
14_
17 ALIVIEXCA
1920
2223
2627213
30
VARIACION DE ESFUERZOS VERTICALESCON LA PROFUNDIDAD- PROYECTO RAFAEL NUÑEZ
Figura 9
208 .
ga fuertes, ní a ambientes físicos o químicos muy diferentes a los de su forma-ción. Por esta razón no presentan relaciones de sobreconsolidación muy altas, nievidencias del comportamiento de un material sobreconsolidado por la acción decementantes de tipo químico. Los únicos mecanismos que se han identificado comocausantes de la sobreconsolidación en estas arcillas son la desecación, el cambio
en los esfuerzos efectivos por variaciones en los niveles piezométricos del aguasubterránea y la sobreconsolidación aparente por efecto de la compresión secunda-ria.
El efecto de la desecación y las variaciones del nivel freático superficial hanproducido una capa medianamente sobreconsolidada en los primeros 5 a 10 m de
profundidad, con relaciones de sobreconsolidación que típicamente varían entre 3y 5 cerca de la superficie y 1.2 a 2 hacia el final de la zona afectada por esteproceso. El cambio en los niveles piezométricos en los lentes de arena que se
encuentran intercalados en algunas zonas, y su efecto drenante, han hecho que laarcilla en contacto y cerca de estos estratos, exhiba presiones de preconsolida-
ción generalmente mayores que las registradas en materiales similares donde noexisten dicos estratos arenosos.
Por otra parte el efecto de la compresión secundaria produce una sobreconsolida-ción aparente, que tiene su efecto en el valor de la relación de sobreconsolida-ción calculada a partir de las curvas de compresibilidad, el cual es del orden de1.2 a 1.5 y aproximadamente constante con la profundidad, a partir de dondetermina el efecto de la sobreconsolidación debida a la desecación.
209.
En la Figura No. 9 se presenta el diagrama de esfuerzos efectivos verticales
actuales y el de la presión de preconsolidación vertical correspondiente al
perfil mostrado en la Figura 3. En dicha figura se pone de manifiesto el efectode la preconsolidación por desecación y el hecho de que la relación de preconso-lidación se mantiene más o menos constante con la profundidad de cierto nivel en
adelante.
Para ilustrar el comportamiento típico y los valores de los parámetros de defor-mabilidad obtenidos en ensayos de consolidación unidimensional de las arcillas deBogotá, se presentan en las Figuras 10 y 11 las curvas de la relación de vacios ycoeficiente de consolidación, en función del esfuerzo efectivo vertical de dosmuestras de arcilla de la Formación Sabana obtenidas a diferentes profundidades.
Los valores típicos del indice de compresión virgen Cc para las muestras super-ficiales sobreconsolidadas es del orden de 0.5, mientras que para las muestras
más profundas es frecuente obtener valores de Cc entre 2 y 4, con casos excepcio-
nales en los que Cc alcanza valores de 5 o más. El coeficiente de consolidación
determinado en estos ensayos varia dependiendo del nivel de esfuerzos; en el
intervalo de consolidación normal el valor es más o menos constante y del orden
de 0.002 cm2 /min, mientras que en el de sobreconsolidación aumenta con la rela-
ción de sobreconsolidación hasta valores del orden de 0.1 a 0.5 cm 2 /min, con una
gran variación dependiendo de las fisuras del material y otros factores.
Otro aspecto interesante de la compresibilidad de las arcillas de Bogotá, y que
está relacionado con sus mecanismos de sobreconsolidación es el de la compresión
secundaria. Con base en el análisis de varios ensayos de consolidación lenta enlos cuales se mantuvo el incremento de carga por un tiempo suficiente, se ha
logrado establecer que existe una relación más o menos constante entre el coefi-
ciente de compresión secundaria C .<= áe/Alog(t) y el indice de compresióndefinido como Cc = 6e/álog(0). El valor observado para esta relación en lasarcillas de Bogotá ha sido de 0.025 a 0.032, en ocasiones hasta de 0.045. La
mayoría de estos valores fueron calculados en el rango de sobreconsolidación,
debido a que la duración de los ensayos utilizados rutinariamente, del orden de24 horas, no es suficiente para que se alcance a producir una compresión secunda-
ria apreciable en el rango normalmente consolidado ya que el material en estas
condiciones no permite una disipación rápida de las presiones de poros.
El efecto de la sobreconsolidación se manifiesta en un aumento de la resistencia,
como se observa en la Figura 3. Para otras arcillas (Jamiolkowski 1985, Ladd etal, 1977) se ha encontrado que existe una relación directa entre la resistencia
no drenada y la presión de preconsolidación. Para estudiar este comportamiento seconstruyó una gráfica de la resistencia no drenada en función de la presión depreconsolidación normalizadas por el esfuerzo efectivo vertical para las arcillas
de Bogotá(Figura 12). En este caso también se observa la existencia de una
relación directa entre Cu y ap, lo cual permitirla aplicar métodos de diseñobasados en el SHANSEP (Ladd et al , 1977), en cuyo caso se deberán realizar
ensayos con el propósito de establecer el comportamiento normalizado de manera
más precisa, teniendo más en cuenta las características particulares de la arci-
lla a la que se piense aplicar el método ya que los datos de la Figura 12 son muy
generales y basados en ensayos que no fueron realizados con el propósito de
estimar estos parámetros.
El efecto de la preconsolidación tambien se manifiesta en el caso de ensayos
triaxiales CU en los que se puede definir una envolvente de resistencia en la
zona normalmente consolidada y otra en la sobreconsolidada. En la Figura 13 se
presentan los resultados de ensayos triaxiales convencionales ICU realizados
25\
\ II24
23
1 I I II 111111•
Cro
29o
z 8o5 2.7-J
rcw
1 I I I Ir I 1111
CURVA DE COMPRESIBILIDADArcillo Limosa corrneilla (Chi)
wn 142LL 191LP 50tl 131 t/rn'Ge 232RSC 2 3Cc 2.60Cr 0.1 SC O 0.22Prof. 11.50m.
0100
0090
0080
"E-0070 w
0060o
-0050 Sio
0040 z0030 8
-0020 0
34
3.1„;<2 3.0
33
32
26
■■Ikli Ilv 111110
ESFUERZO EFECTIVO CTv y/cm21
22Q1
0010
0005 ir._oo
000100
CURVA DE COMPRESIBILIDADArcillo hubo.: oscuro (C11)
Wn 109LL 145LP 45
/42 1/m30, 262RSC 19Cc 0.413Cr • 0042Ce 0 042Pral 490n1
.11.1)J
Co—__;
QP
006
005 E
o
004 z
4oo
Q03 o
o002 1-z
oLL
001 o
210•
2 90
285
2 80
275
2.70
2.65
2600 1 1.0
ESFUERZO EFECTIVO CT'v ( kq/crnz)
Figuro 10
Figuro 11
000
1
10
o
0.10100 5
RSC dvp /dyoI0
211.
Figura 12 - Relación entre la relación de sobreconsolidación (RSC)y la resistencia no drenada de las arcillas de Bogotá.
sobre muestras de la arcilla de Bogotá obtenidas a 7 y 12 m de profundidad
respectivamente, las cuales tenían distintos grados de sobreconsolidación. Enesta Figura se muestran las trayectorias de esfuerzos obtenidas en las pruebas ylas envolventes de resistencia en cada una de las zonas. Además, con base en losdatos de consolidación isotrópica realizada durante los ensayos, y pruebas deconsolidación unidimensional, estimando el valor de Ko, se calcularon los puntoscorrespondientes a la presión de preconsolidación de cada una de las muestras.Con base en estos puntos y el análisis de las trayectorias de esfuerzos durantelos ensayos, se infirió la forma y localización de la superficie de fluencia en
cada caso, suponiendo que ésta coincide aproximadamente con la trayectoria deesfuerzos en una prueba no drenada, en una zona del campo de esfuerzos en la cualel material está normalmente consolidado.
Se observa que las superficies de fluencia tienen una forma aproximadamenteelíptica centrada en la linea Ko. Esto indica un efecto de anisotropia controlado
por el esfuerzo vertical, lo que implica que la deformabilidad y resistencia dela arcilla dependerán de la trayectoria de esfuerzos; por lo tanto el materialexhibirá la mayor resistencia y menor deformabilidad para la carga en la direc-
ción vertical. Esta anisotropia se manifiesta en la forma de la trayectoria deesfuerzos de las muestras ensayadas con presiones de confinamiento inferiores ala de preconsolidación, pero no en las de las muestras consolidadas isotrópica-
mente con presiones mayores, ya que en este caso el material está normalmenteconsolidado isotrópicamente y es ésta condición la que controla su comporta-miento.
En la Figura 13 se observa tambien la diferencia en las envolventes de resisten-cia para la zona normalmente consolidada y la sobreconsolidada. Los parámetros deresistencia en términos de esfuerzos efectivos y la envolvente de Mohr-Coulombmuestran un aumento en la cohesión de 5.8 a 17.6 kN/cm 2 y de 33°,a 39, en elángulo de resistencia al corte, de una a otra condición. Lo observado en varioscasos para las arcillas de la Sabana es que el aumento de resistencia en términos
• x
•
ENSAYOS TRIAXIALES TU
Arcillo Limoso gris oscura
X M I prof. 7.0 m. M2 prof. 12.0 m
200
ENVOLVENTES DE RESISTENCIAN C 5.8 KN/ m2 0.. 33° (C0')scSC c . 17.6 KN/ m2 0'. 35°
x•
E
b 100
b
IIP100 divo ip200
Q'1+ Q'3 ( K N / m2)2
etvp 300
NC
Ko
O
212.
Figura 13 - Trayectorias de esfuerzos en ensayos triaxiales ICU sobre
arcillas de la Formación Sabana.
de esfuerzos efectivos no es muy grande por efecto de la sobreconsolidación, a
menos que se hayan alcanzado altas relaciones de sobreconsolidación lo cual sóloocurre en ocasiones en los dos o tres primeros metros de profundidad. El efectode aumento de resistencia por sobreconsolidación, es más notable cuando setrabaja con la resistencia al corte no drenada, por el efecto del cambio en las
presiones de poros, las cuales se dijo son mucho menores o aún negativas cuandose carga un material sobreconsolidado. Sin embargo, en casos como el de lasexcavaciones temporales diseñadas con la resistencia no drenada del materialsobreconsolidado, se han presentado fallas debidas al fisuramiento de la arcilla
y sus condiciones de drenaje que hacen que la verdadera resistencia disponiblesea la evaluada en términos de esfuerzos efectivos, aún en condiciones a cortoplazo.
Para las arcillas de Bogotá se han encontrado los siguientes valores típicos delos parámetros de resistencia en términos de la envolvente de Mohr-Coulomb:
Esfuerzos efectivos : C' = 0 - 0.45 kg/cm2
O' = 20°- 35°,
Esfuerzos totales : C = 0.1 - 0.5 kg/cm2
O = 10°- 20°,
Con respecto a la resistencia no drenada Cu, es interesante indicar la relaciónde ésta con los valores de Rp obtenidos en el ensayo de penetración estática con
cono. En este sentido se relacionaron los valores de Cu obtenidos con la veleta
213.
de campo y laboratorio así como valores obtenidos en ensayos triaxiales UU adiferentes profundidades, con los valores de Rp medidos en los mismos sitios paravarios proyectos de cimentaciones en Bogotá. A partir de la ecuación:
Rp = Nc Cu + 11)F7
Se determinaron valores de Nc que varían ligeramente de un lugar a otro y en unmismo sitio con las características de las diferentes capas de arcillas que seencuentren, pero que están en el intervalo Nc = 9.5 a 15, tanto para la zonasuperficial bastante desecada como para los niveles más profundos.
En todos los casos se observa un incremento en la resistencia no drenada con laprofundidad, que se ajusta bien a la calculada con la envolvente de Mohr-Coulomben términos de esfuerzos totales, correspondiente al esfuerzo efectivo verticalal nivel que se esté haciendo la evaluación. En el caso de la veleta de laborato-rio o el penetrómetro manual la resistencia medida para muestras a profundidades
de más de 15 a 20 m tiende a ser inferior a la medida con el cono, la veleta decampo o en ensayos triaxiales, lb cual se debe posiblemente al alivio de esfuer-zos y el efecto de remoldeo en las muestras que es mayor al aumentar laprofundidad.
5 - CIMENTACIONES EN LA CIUDAD DE BOGOTA
A continuación se presenta una breve descripción de los sistemas de cimentaciónque se utilizan en las diferentes zonas de Bogotá. De acuerdo con las formaciónesgeológicas que se encuentran se puede dividir el área en tres grandes zonas: elsur de la ciudad, caracterizado por una topografía ondulada originada en losafloramientos de las formaciones arcillosas del Terciario y algunas cuchillas másempinadas de afloramientos de areniscas; la zona oriental que constituye elpiedemonte de los cerros, en donde se tienen extensos depósitos coluviales yaluviales que cubren las arcillolitas de las formaciones Guaduas y Bogotá, asícomo los cerros mismos formados por rocas del Grupo Guadalupe; y la zona plana al
norte y occidente de la ciudad, constituida por los sedimentos recientes de laFormación Sabana. Cada una de estas zonas presenta problemas de cimentacionescaracterísticos que llevan a diferentes sistemas de cimentación, procedimientosde exploración, construcción etc.
- Zona sur:
Se extiende aproximadamente desde el Río Tunjuelito hacia el sur, e incluye laszonas de depósitos aluviales, fluvioglaciales y glaciales que se encuentran en el -valle de dicho rio. Además, se hallan afloramientos de las Formaciones Guaduas,Bogotá, Usme y Tilatá. Se trata de una zona densamente poblada por habitantes debajos recursos, por lo que se encuentran principalmente estructuras livanasmuchas de ellas de construcción precaria.
En algunos sectores se han presentado problemas de estabilidad de taludes enladeras arcillosas, muchas veces por acción del hombre, construcción descuidadaen laderas de alta pendiente, falta de control de aguas superficiales y sobre
todo por explotación de arcillas (Chircales) sin una técnica adecuada de excava-ción y disposición de los materiales de desecho. Estos problemas se han registra-do en suelos residuales de las formaciones arcillosas y también en los valles y
cañadas donde existen depósitos coluviales, fluviales o fluvio glaciales y flujos
MAXIMA — MEDIA MINIMA
JJJJJJJ S 0 PI 0
EL DORADONOB-OCCIDENTE CE LA SABANA
200
VENADO ORO VIVERONOR-ORIENTE DE LA SABANA
TUNAL - LA CANDELARIASUR DE LA SABANA
E
5y 200
2 100
REGISTROS DE LLUVIAS EN VARIAS ESTACIONES DE LA SABANADE BOGOTA
FIGURA la
214.
de tierra o lodo antiguos. También se presentan con alguna frecuencia problemascon arcillas expansivas muy sobreconsolidadas (arcillolitas y algunos nivelessuperficiles de cenizas volcánicas).
En la parte sur occidental de la zona se encuentran sectores que corresponden alos bordes de la Formación Sabana, con unas condiciones un tanto diferentes a las
de la misma formación más al norte. En particular las arcillas tienen mayorsobreconsolidación y por ser una zona marginal abundan las interestratificacionesde suelos arenosos. Por otra parte se encuentra una capa superficial de un limoarcilloso orgánico de alta plasticidad, duro y de carácter bastante expansivo,conocido localmente como "neme", que ha causado daños importantes en innumerables
edificaciones livianas (hasta de tres pisos). Una de las posibles causas de ladiferencia en el estado de sobreconsolidación de estas arcillas, y de la existen-cia del "neme" puede ser el régimen climático especial que se registra en lazona, caracterizado por precipitaciones anuales mucho menores que en el resto dela Sabana (400 mm anuales contra 800 o más en otras áreas como se indica en laFigura 14), las cuales se producen de manera súbita estando la mayor parte del
tiempo el suelo muy seco; esto ha favorecido el resecamiento de los suelossuperficiales y el desarrollo de su potencial de expansión cuando se humedecen.
215.
Dado que la mayoría de las estructuras en esta zona son livianas y los suelos de
cimentación en general bastante competentes, las cimentaciones son superficiales
con base en cimientos aislados o corridos enlazados con vigas de rigidez. Algunasveces se diseñan con presiones de contacto suficientemente altas para contrarres-tar el potencial de expansión de los suelos. Los problemas de asentamientos noson frecuentes, excepto en casos en los cuales se tienen rellenos sueltos ofenómenos de inestabilidad de laderas.
- Zona Oriental:
Comprende una franja de varios cientos de metros que bordea los cerros orientalesde la ciudad, en donde se halla la parte colonial, el centro internacional, lacarretera de circunvalación y un gran número de edificios para vivienda y ofici-nas hacia el norte. En esta zona, entre las Calles 15 y 30 alrededor de laCarrera Séptima, se localizan los edificios de mayor altura - 25 a 45 pisos - quese han construido en la ciudad.
Se trata del piedemonte de los cerros formados por una estructura sinclinal delas rocas del grupo Guadalupe tumbada hacía el occidente. Dichas rocas se encuen-tran en contacto fallado con las arcillolitas de las Formaciones Bogotá y Gua-duas, el cual generalmente no es visible, ya que se encuentra cubierto casi en sutotalidad por depósitos de ladera y algunos conos de deyección de las corrientesque bajan de los cerros (Rios San Francisco y San Agustin, Quebrada El Chicó).Estos depósitos son de extensión y espesor variables, alcanzando hasta 50 m enalgunas zonas y están formados por bloques de arenisca angulares a redondeados enmatriz arenosa, limosa o arcillosa, variable de sitio a sitio la cual controlael comportamiento del depósito para propósitos de cimentación.
Son de interés los proyectos de cimentaciones para los edificios altos en lazona. Estos generalmente han sido apoyados en las arcillolitas subyacentes, a lascuales se ha llegado mediante la construcción de pilas excavadas a mano, atrave-sando el depósito y diseñadas para transmitir presiones de contacto del orden de200 t/m2.
En algunos casos ha sido necesario ejecutar excavaciones importantes para laconstrucción de sótanos, generalmente para parqueaderos de edificios grandes omedianos, o para localizar las estructuras en una topografia que presenta enalgunos tramos una fuerte pendiente hacia el occidente. Las excavaciones en áreasdensamente ocupadas y de ladera, han planteado una serie interesante de problemasgeotócnicos que se han resuelto mediante la utilización de sistemas de contenciónanclados, sobre los cuales se ilustran algunos casos en el capitulo siguiente.
Para la cimentación de edificios de tamaño mediano y pequeño se ha utilizado conéxito como suelo de fundación el depósito de ladera, construyendo cimientosaislados amarrados con vigas de rigidez, que trabajan a presiones de contacto de20 a 50 t/m2 , dependiendo de las condiciones del suelo.
En la construcción de la carretera de circunvalación, una via importante debuenas especificaciones que se desarrolla por la parte alta de esta zona, sedebió afrontar una buena cantidad de problemas de estabilidad de taludes encortes hechos en depósitos y rocas altamente fracturadas, así como dar solucionespara la cimentación de varios puentes y viaductos.
En algunas partes al norte de esta zona se han efectuado cortes en los cerros y
216.
apoyado edificios directamente con cimentaciones superficiales sobre las rocas delas formaciónes del Grupo Guadalupe.
- Zona Plana.
El resto de la ciudad, desde el centro hacia el norte y occidente , se ha desa-rrollado en la parte plana de la Sabana. Es alli donde vive y trabaja la granmayoria de los casi 5 millones de habitantes que tiene la ciudad. En esta zona seencuentra todo tipo de estructuras de variadas proporciones, desde centros co-merciales con una grán área construida, hasta edificios de 20 pisos y puentespara intersecciones viales. En la actualidad es muy frecuente la construcción deunidades habitacionales en edificios de 5 a 10 pisos.
Los suelos del área son las arcillas de consistencia blanda a media con_ interca-laciones de arenas y turbas de la Formación Sabana de las cuales se ha hablado enel numeral anterior. Las .condiciones particulares de estos suelos y de lasestructuras proyectadas han hecho que se adopten diferentes soluciones de cimen-tación. Se ha aprovechado la capa superficial sobreconsolidada para lacimentación de estructuras livianas mediante cimientos aislados o corridosdiseñados para trabajar con presiones de contacto del orden de 5 a 15 tira',unidas con vigas de rigidez. Para estructuras medianas se han utilizado cimenta-ciones compensadas total o parcialmente con base en placas aligeradas. En oca-siones se han utilizado pilotes cortos de madera que trabajan por fricción paradisminuir expansiones del subsuelo durante excavaciones y asentamientos porsobrepresiones, en sistemas combinados que han tenido generalmente un buen
comportamiento. Este es el tipo de cimentación que se utiliza frecuentemente paralos edificios de 5 a 7 pisos que se están construyendo en la ciudad. Para edifi-
caciones de mayor altura, que transmiten cargas por columna del orden de 400 tono mayores, se utilizan cimentaciones profundas con pilotes casi siempre preexca-vados y fundidos en el sitio y sólo ocasionalmente pilotes prefabricados e
hincados. Estos pilotes son de longitudes del orden de 30 a 40 m, trabajando porfricción lateral, aunque ocasionalmente pueden trabajar por punta si se encuen-
tran estratos resistentes de arenas a profundidades razonables; se colocan engrupos amarrados por un cabezal de concreto reforzado, dependiendo de las cargaspor columna que deban soportar.
5 - CASOS DE CIMENTACIONES EN LA CIUDAD DE BOGOTA
En este capitulo se ilustran algunos proyectos relacionados con la ingeniería decimentaciones en diferentes zonas de Bogotá. En ellos se ha contado con lasuficiente información del subsuelo y del comportamiento del sistema adoptadopara validar las consideraciones básicos de diseño, y se presentan como ilustra-ción de los problemas típicos que se deben afrontar en la ciudad.
5.1 - Complejo habitacional Bellavista 100
Se trata de un conjunto localizado en la Calle 98 con Carrera 8 2 , al norte de laciudad, constituido por dos edificios de diez pisos y altillo cada uno cubriendoun área de unos 21 m de ancho por 51 m de largo, con un semisótano de 66 m de
frente por 31 de fondo. El sistema estructural consistió de pórticos de concretoreforzado y placas de piso, que transmiten a la cimentación cargas por columna
entre 235 y 660 ton para la torre y entre 10 y 50 ton para las columnas del
217.
semisótano (ver Figura 15). El proyecto se desarrolló en dos etapas durante losaños 1982 a 1984.
15:15 4.5q1 —4-1:12 lIfir --k"'1 e • 5: .=0 E.TO
•.174 .1:1? bi5
1 _1
.•... ..,0 ... .•••C.5/5 1C• 575 C•575 C•310 TO
•• 1 / •• 11 •• 5
0510 ,C•575
1 .
00 —7/0 —1—•■• Ir 171. 51 117, 20 1'7, 111
u ~o .eu owr-- ,...kr-- .eu e...uo C•t0
'''--W .11
r2 C• 505 f
C • •70 C 470 C. .170 C•255
CALLE 98 A“socummuroh. )
EDIFICIO BELLA VISTA CIEN lg ETAPADISTRIBUCION DE COLUMNAS
Figura 15
Para los diseños se contó con la información de estudios previos para edificios
en las vecindades; además se realizaron perforaciones con equipo mecánico depercusión y lavado hasta 40 m de profundidad y sondeos con equipo de penetraciónestática con cono hasta 55 m.
El subsuelo del lote corresponde a una transición entre las zonas plana y orien-tal descritas anteriormente. Se trata de una secuencia de estratos de arcillas ylimos de consistencia blanda a media con intercalaciones de arena suelta y capasde turba hasta los 33 m de profundidad. Son estratos débiles y compresibles no
aptos para soportar las cargas transmitidas por una cimentación superficial parala edificación. De 30 a 55 m alternan estratos de arenas limosas de densidadmedia a alta con estratos de arcillas arenosas de plasticidad media a alta yconsistencia media a firme y capas delgadas de turba compacta, de compresibilidadmedia a baja. A los 53 a 55 m se encuentra una arcilla de consistencia muy firmea dura, de baja compresibilidad, posiblemente perteneciente a la Formación Bogo-
tá, de buena capacidad de soporte para cimentaciones profundas. En la Figura 16se presenta un perfil promedio del subsuelo.
Las características de resistencia y compresibilidad de los suelos encontrados sedeterminaron a partir de correlaciones con los resultados del ensayo de penetra-ción estandar y de los valores de resistencia a la penetración con cono. Además
se realizaron ensayos de conpresión triaxial UU y ensayos de consolidación sobremuestras de las arcillas y limos.
Como solución se consideraron cimentaciones superficiales para las columnas delsemisótano y cimentaciones compensadas y profundas para los edificios.
Para la alternativa de cimentación compensada se requería modificar el proyecto
para adicionar otro sótano. Esto planteaba una serie de problemas constructivos,entre otros la necesidad de una pantalla perimetral preexcavada y fundida en elsitio y apuntalada para garantizar la estabilidad de la excavación dada la baja
Prof PAts OESCRIPCIONo
CON CONO, Rp (K/c.')
e 16 30 50 70 90 140 220 300 50CoLimoArcillo arenosoAreno arcilloso
Arcillo arenosa
Arcillo arenosacon materiaorgánica.
Arcillo arenosa
Arcillo limoso conmateria orgánicoAreno_limosa concapas de arcillo
Arcillo limosa.
Areno limoso.Arcilla limoso.
Arena limosa.
Arcillo firmeFormación Bogoló?
10
20
In10
PM%I
60
7
6 0
PERFIL PROMEDIO-CONJUNTO BELLAVISTA WO
Figuro 16
RESISTENCIA A LA PENETRACION
218.
resistencia de algunos suelos superficiales y la presencia de arenas bajo elnivel freático. Estas condiciones la hacían comparable en costos directos con lascimentaciones profundas, con el agravante de los problemas adicionales para suejecución, lo cual hizo que se descartara.
La alternativa de cimentación profunda se estudió con base en pilotes preexcava-dos e hincados de longitud variable entre 30 y 55 m y secciones de acuerdo con elintervalo de trabajo de los equipos disponibles. Se determinó el rango de varia-ción de la capacidad portante última y cargas de diseño de pilotes aisl-dos,estableciendo diferentes hipótesis para el comportamiento del suelo de fundaciónen lo relativo a fricción lateral y capacidad portante por la base, y adoptandofactores de seguridad por diferentes criterios. Para seleccionar el tipo y dis-tribución de pilotes más adecuado se realizó un estudio económico comparativo yse determinó el pilote óptimo en cada caso. Estos resultaron ser pilotes hincadosde sección cuadrada de 0.35 m de lado y 40 m de longitud, los cuales soportaríanuna carga óltima estimada entre 110 ton (mínimo) y 160 ton (valor más probable);
o pilotes preexcavados de 60 cm de diámetro y 40 m de longitud con capacidad desoporte similar a la de los pilotes hincados.
Para comprobar las hipótesis de cálculo y los resultados de los análisis de lasalternativas se realizó una prueba de carga axial sobre un pilote hincado de
sección cuadrada de 0.35 m de lado y 39,5 m de longitud efectiva, y otra sobre unpilote pre-excavado de 0.60 m de diámetro nominal y de igual longitud efectiva.
Para el sistema de reacción se utilizaron dos vigas metálicas perpendiculares
entre si acopladas a cuatro pilotes de reacción. La carga se aplicó en incremen-
219.
tos de 10 ton y en intervalos de tiempo de 15 minutos, utilizando dos gatos de250 ton accionados simultáneamente por una bomba hidráulica.
Para medir los desplazamientos y deformaciones elásticas del pilote de prueba ydel sistema de reacción se emplearon deformimetros mecánicos; en el pilote hinca-
do se midió la deformación correspondiente a toda su longitud , mientras que enel pre-excavado se determinaron las deformaciones de tramos del pilote correspon-dientes a 1/4, 1/2 y 3/4 de toda su longitud. Se utilizó un hilo templado sobreescala graduada en milímetros para medir el desplazamiento de la cabeza delpilote, y nivel de precisión para establecer el movimiento relativo de la cabezadel pilote, la deflexión máxima de las vigas de reacción y el desplazamiento delos cuatro pilotes de anclaje.
Pilote hincado:
El pilote ensayado fuá de sección cuadrada de 0.35 m de lado y 40.40 m de longi-tud, dividida en tres tramos de 10.80 m y uno de 8.0 m. El pilote se hincó hasta39.5 m de profundidad utilizando un martinete Delmag D-22. El ensayo de carga se
ralizó después de 30 días del hincado.
Durante el ensayo se presentó la falla estructural de uno de los anclajes a unacarga total de 150 ton. Fuá necesario descargar, reforzar el anclaje e iniciar un
segundo ciclo de carga hasta 251 ton a la cual falló el sistema pilote-suelo,
después de lo cual se descargó.
En la Figura 17 se presentan las curvas carga-desplazamiento total y carga -deformación elástica obtenidas directamente de los registros del ensayo y lacurva carga-desplazamiento en la base determinada a partir de las anteriores. En
estas curvas se pueden destacar algunas características interesantes, entre
otras:
El desplazamiento total en el momento de la falla fuá de unos 48 mm (aproxima-damente 14% de B), de los cuales 34 mm corresponden a deformación elástica y 14
mm al desplazamiento de la base.
Al comenzar a descargar el pilote el desplazamiento total aumentó hasta 51 mm yluego se mantuvo' constante hasta las 160 ton, mientras que la deformaciónelástica se redujo a 31 mm. La base del pilote continuó por lo tanto despla-zándose hasta 20 mm. Este comportamiento puede explicarse por la presencia de
fricción negativa.
Al descargarse completamente el pilote su recuperación total fuá de 21 mm y la
elástica de 18.5 mm. El rebote elástico del suelo fuá de sólo 2.5 mm. El pilotequedó con una deformación elástica permanente de 12.5 mm que indica también la
presencia de una fricción negativa importante.
Al superponer las curvas de desplazamiento total y de deformación elástica se
observa que hasta una carga de 95.8 ton la diferencia entre la deformacióntotal y la elástica es despreciable y por lo tanto podemos suponer que latotalidad de de esta carga es soportada por fricción lateral. Por otra parte,a partir de una carga de 191.6 ton la tasa de desplazamiento de la punta seincrementa continuamente, lo cual indica una mayor transferencia a la base del
pilote. Las cargas anteriores junto con la carga de falla definen bastante bientres tramos rectos en la curva carga-deformación elástica, los cuales sirvieron
de base para el análisis de transferencia de carga.
250
200aoa-I
- //
/
/ /
l
i150 -Z /
.....O/- / /
a100- /
//
ccO
/ua 50-
/
1
/ /
l 'il 1O 20 30 40 50DESPLAZAMIENTO TOTAL(mm)
250 25
-.200 200
o
150 150zo
100 100
50 50
o I 1 O10 20 30DEFORMACION ELASTICA (mm)
10 20 30 m mDESPLAZAMIENTO DE LA BASE
RESULTADOS DE LA PRUEBA DE CARGACONJUNTO BELLAVISTA 100
Figuro 17
PILOTE HINCADO
DIMENSIONES :SECCION CUADRADA8.0.35m.L o 40.40m.TRES TRAMOS DE 10.80m.UN TRAMO DE 8.00m.D 39 50m.(LONGITUD EFEC)DISEÑO:CONCRETOfIc.350K/cm2REFUERZO fs . 4200 K/cm2REFUERZO LONGITUDINAL4 3/4"REFUERZO JUNTAS ao 3/4"
MARTINETE:DELMAG D-22.
220.
)
En las Figuras 18 a 22 se presentan los resultados de la interpretación de laprueba por los métodos convencionales para predecir la carga de falla a partirde los datos de carga-desplazamiento. Si estos resultados se comparan con elvalor real de la carga de falla (Figura 16) se encuentra que el Método de Davison
es el más acertado en el presente caso. El método de Buttler y Hoy subestima enun 20% la capacidad del pilote y el método de Chin la sobreestima en un 40%.
En las Figuras 23 y 24 se presentan las bases del método de transferencia decarga propuesto por Leonards y Lovell y en la Figura 25 se muestra la curvacarga-deformación elástica del pilote. Como se indicó anteriormente se puedendistinguir tres tramos rectos AB, BC y CD que representan diferencias en elcomportamiento pilote-suelo a lo largo del ensayo. Para estos tramos se estable-
ciernn las siguientes hipótesis:
PARALELA A LAUNEA ELASTICA
FULLER Y HOY 220TON
BUTLER Y HOY 205TTANGENTEPARALELA A LAPENDIENTECRITICA
— 20ln
2o1-
1
10 20 30 40 50
I I I300
2001 50
-PRIMERCICLO
30
_ 100z1:2 70
50
213 Tco-.--•-
ESCARGA
EGUNDO CICLO(Po•O 1..5 04m,,,)
20-1 5-
10
METODO DE DE BEERPILOTE HINCADO
1 I I á t I
15 2 .0 30 5.0 7 O 10 15 20 30
Óo lm m
50 70 100
Figura 20
SEGUNDO CICLO(Po • O bo • O)
402
PRIMER CICLO-+-SEGUNDO CICLO
200
Ltill-P./ Pul* - SoPu. 270 TON
5_
P0 •1 49 Ton
PILOTE HINCADOMETODO DE VAN DER VEEN
1 10 20 30 40
30 260
270
oo
Ce
3'
o- SEGUNDO CICLO
10 20 30 40
o.̂ 020bo/Po • C, S o+ C2Pu • 1/ C1 . 350 TON
149 TON
SEGUNDO CICLO
° 0.10 SEGUNDO CICLOMETODO DE CHINPILOTE HINCADO
221
DESPLAZAMIENTO TOTAL (mm.)
Figuro 18
DESPLAZAMIENTO TOTAL (mm)
CARGA ULTIMA CALCULADA POR VARIOSMETODOS -PILOTE HINCADO
Figura 19
go(t,t,1 Figura 21
o Cm n'O Figura 22
222.
Tramo AB: Entre O y 95.8 ton el desplazamiento de la base es despreciable y porlo tanto la totalidad de la carga Po es soportada por fricción lateral, esto es,dPF/dPo = 1 y C' = C.
Tramo BC: Entre 95.8 y 191.6 ton el incremento de carga aplicado al pilote sedistribuye parte por fricción y parte por la base.
Tramo CD: Entre 191.5 y 251 ton la tasa de desplazamiento de la base se aumentaapreciablemente. La totalidad de los incrementos de carga se transmiten directa-mente a la base del pilote o sea dPB/dPo = 1. El análisis de este tramo permitiódeterminar el módulo de deformación del pilote y la variación de C' dentro delintervalo de carga correspondiente. ipe
=
IdeeL +E
Pe
de C'POLA E
t Pe
Eee • PBLA EPE L
EeF • C A E
Se • See +
Po • Pe +
TRANSFERENCIA DE CARGA
Figura 23
6 e • C' P. . Pe C PFL
V
A__E_ e + P.d Pe P.
A__E_ sat • sLi> a_ 4LE.1_ + PF _d_St_L d Pe d P. d Po d P.
TRANSFERENCIA DE CARGA(LCONAROS Y LOVEU.,I9791
nguro 24
En la Figura 26 se-presenta la variación de C' y C durante el ensayo. El valormáximo C=0.61 se presenta bajo la carga de 191.5 ton. Este valor es comparable alcalculado a partir de una distribución trapezoidal para la fricción lateral.
El resumen de los resultados obtenidos se presenta a continuación: La carga defalla Pu=251 ton es soportada por una fricción lateral Pf=133 ton y una resisten-cia en la base PB=118 ton. La fricción unitaria promedio fsu resultante es 2.4
t/m2 pudiendo variar entre 0.9 t/m 2 cerca de la superficie y 3.9 t/m 2 a 40 m de
/ PF1 EFF
er
TRAMO ABSeB e 9 3mm.PoBe958TON.PF , •958TON.Pea • OTRAMO BCFe< • 23.4 mm.C.Poe5 • 95.8 TON.C.PoSc • APF85+ PBBe
TRAMO CD6e0 • 33 ernm.LsPoc9 e sas TONAPFCD • O,,,P BCD • 59.5 TON.TRAMO DE FA SBOE Y 3.0 mm..5%9E 5 9 0 TON.C■ t q F • 12.5mm.■5Per • 100 TON.
00 10 c 20 30DE FORMACION ELÁSTICA (rnrn)
P(TON)Lo, 200 O 0 4 2
C • n- N 1/Po IP°E' • .12—
L. PoA • 0123 Al2L • 40 mE • 192300 KAj.Fd • 350 Kicrn2
0.
os
07
Os
0.5
04
Q3
01o 0.010 0020 0030 0040
1 / Po (1/TON )0.050
20
250
200
150-oezp_ 100
50
u
223.
profundidad. Estos valores están muy de acuerdo con los adoptados en los análisispreliminares a partir de resultados de ensayos triaxiales no drenados sobremuestras inalteradas.
La capacidad portante áltima del suelo bajo la base fué de 960 t/m 2 que corres-ponde a la de una arena medianamente densa con un N= 25 golpes/pie o un Rp = 100kg/cm2.
Pilote pre—excavado:
Figuras 25 y 26
El pilote ensayado tenia 0.60 m de diámetro nominal y 39.5 m de longitud efecti-va. La expansión total registrada durante la fundida del pilote fue de 38.8 %. Sisuponemos que la compresión radial del suelo fuó uniforme en toda la profundidad,el diámetro promedio del pilote seria de 0.707 m. Esta hipótesis es discutible ypodría considerarse más lógico suponer que la compresión lateral del suelo aumen-ta gradualmente con la profundidad. Las principales características del pilote semuestran en la Figura 27. El ensayo de carga se inició 30 días despues de fundidoel pilote.
En el ensayo fuó necesario efectuar una primera descarga en 266 ton por haberseagotado la capacidad del manómetro del gato. Después de colocar un manómetro demayor capacidad se aplicó un segundo ciclo de carga. Al llegar a 404 ton sepresentó la falla estructural del pilote (por compresión del concreto) en una
zona cercana a la cabeza y el ensayo se suspendió. Esta falla prematura, cuando
DIMENSIONES NOMINALES 0.60 ntA. 0.263 P12L • 39.5 rn
V• 11.170
VOLUMEN DE CONCRETO • 15.5 rr> •210K9km21EXPANSION • 35 5%
DIMENSIONES PROMEDIO 6 • 0707mA • 0.392 wo2L • 39.5 v.
15. 5 .13
TRAMO LONGITUD LA 4A1
0-1 760
0-2 1700
0-3
27.50
0-4 36.302
3
PILOTE PRE-EXCAVADO
CONJUNTO BE LLAVIST A 100
Figura 27
224.
el concreto estaba sometido a un esfuerzo a compresión aproximadamente del 50%de su resistencia nominal, sólo se puede explicar por la contaminación con lodobentonitico cerca de la cabeza del pilote, lo cual es normal que se presente enun tramo superior de pilote de 0.5 a 1.0 m; en este caso fué mayor y no seeliminó totalmente durante la operación de limpieza.
En la Figura 28 se muestra la curva carga-desplazamiento total obtenida di ,cta-mente de los registros, y la curva carga-desplazamiento en la base determinadapor diferencia entre el desplazamiento total y la deformación elástica. Bajo la
carga máxima de 266 ton correspondiente al primer ciclo, se registró un desplaza-miento de unos 9.0 mm en la cabeza del pilote y de 2.8 mm en su base. Al descar-garlo, la recuperación en la cabeza fué casi total, superior a la recuperación
elástica, y por lo tanto la base del pilote resulta con un desplazamiento negati-vo en la descarga. En el segundo ciclo de carga, antes de la falla, el desplaza-miento total fué de 15.5 mm y el desplazamiento en la base del orden de 1.0 mm,inferior al registrado en el primer ciclo bajo una carga menor.
En las Figuras 29 a 31 se presentan los resultados obtenidos al aplicar losmétodos convencionales para predecir la carga de falla. Se puede observar que ladescarga intermedia del pilote produce una distorsión. Los mejores resultados,por lo menos en cuanto a la forma de las curvas, se obtienen mediante el métodode Van der Veen que predice una carga de falla de 550 ton.
1
1
— 1007050
a.
•
30
30 O2 00-1 50--
500
.XPRIMER CICLO7.7
íi I I I II 'III_SEGUNDO CICLO
201510
METODO DE DE BEERPILOTE PRE-EXCAVADO
II I 11111111
0.20 -So/Po • 0 1 bo C2Pu • 1/C1-, 64D-93070N
SEGUNDO CICLO0.1 O PRIMER CICLO
METODO DE CHINPILOTE PRE-EXCAVADO
5 10 15 20
o0 5 10 15
225.
Po(TON)
- 400 1 I r e
_ 1_FALLA- CABEZA ESTRUCTURAL-- 300
--
_ -iPo
- BASE 16o
2001--
39 50
O I60 ; de -
2I I I I
-2.0 -10 0.0 2.0 40 60 60 100 120 140 160
E °j' E, (mm.)
PRUEBA DE CARGA-PILOTE PRE- EXCAVADOCONJUNTO BELLAVISTA 10O Figuro 28
1 15 30 50 10. 20. 50 100
So (rnm ) Figura 29
So (mm.) Figuro 30
(mm.)METODO DE VANDER VEENPILOTE PRE-EXCAVADO
Figura 31
TRANSFERENCIA DE CARGA
CONJUNTO BELLAVISTA 100Figuro 32
FRICCIONfo
EreDISTRIBUCIONTRAPEZOIDAL
KIn
PD • RESISTENCIA ALA PENETRACION OO O
VZ • ESFUERZO TOTAL O 7DE LA SOBRECARGA ® 1780
®2750
®38
ZIoI
R.-¿Z(K/orn7)
Cu Nc • Rp -fo •9 Cu
I,. t._ (Rp-1710 In 112.-12).
EA E.■• c'n PenLn
Pe. • Po Pe.
P • - CnBn 1- Cn Po
. 1- Ch p
rn 1- Cn °
TRAMO0 - 1
TELL TALED8
D,. EA Een 0 - 2 D 5Ln P. 0 - 3 D 7K +2 0 - 4 O 6
(9. 1 K C
7 80 060 0.54
17.80 0.90 0.57
27.50 0.30 0.59
38.30 0.24 0.605(6411
PENETRACION ESTATICA CON CONO
226.
En la Figura 32 se presentan las bases del método de transferencia de cargaaplicado al caso de las mediciones elásticas realizadas en varios tramos delpilote. Se consideró además que la resistencia a la penetración estática con conocorregida por profundidad es proporcional a la resistencia al corte no drenadaCu y por lo tanto a la fricción lateral unitaria (fs). Esto permitió determinar
el valor máximo del coeficiente de fricción C para cada tramo.
Las curvas carga-deformación elástica se presentan en las Figuras 33 a 36.Aunque es posible establecer un comportamiento lineal en intervalos amplios decarga, la curva resulta más dificil de analizar que la obtenida en el pilotehincado. Por lo menos dos factores de imprecisión se pueden destacar.
El desconocimiento de la forma y dimensiones de la sección transversal del
pilote y su variación con la profundidad.
La variación del módulo de deformación del concreto para diferentes nivelt.., deesfuerzos y además, la influencia que sobre el módulo puede tener el método de
construcción (concreto "tremie") y la posible variación de la calidad del
material (contaminación con lodo) con la profundidad.
Si derivamos la expresión para la deformación elástica Se con respecto a la carga
aplicada Po se obtiene:
AE/L dge/dPo = C' + Po dC'/dPo
AE/L d ge/dPo = dPb/dPo + C dPf/dPo + Pf dC/dPo
Para cada intervalo de carga que define un comportamiento lineal carga-deforma-
ción, d ge/dPo es constante y representa el inverso de la pendiente del tramorecto. El término de la izquierda en las expresiones anteriores, es constante
dentro de ese intervalo.
400
300
o1- 200
o
100
RANGO Po d SeMPb(TON) (mm/TON)
B 0-128 O 0126
c; 128-298 0.0119
C ' 0 298-398 0.0169
RANGO Po d e/Po(TON) (rn m./TON)
A B 0- 74 O 0127B C 74-266 0.0153D E 170- 85 00119E F 85- 4 0 0184
1.0 20 3.0 4.0 5.0 6.0 7.0 8.0
Se (m m. )
FIGURA 33 PILOTE P RE- EXCAVADO - TRAMO 01
FALLAESTRUCTURAL
T0E D
1
60
190150
395J 2
RANGO ( TON) (mm./TON) 3P o die/Po
B 0-21 0.0126 48 C 21-85 O 0178
D 85455 0.0195D E 255-308 0.0226
393-384 00308
FALLAESTRUCTURAL
17,80
F
1.0 20 31.0 4.0 5.0 6.0 -h:), 8.01 1
9:0 10.0
Po dbe/d P0RANGO (TON) (m m./TON )AB 0- 43 001438 C 43-160 Q0202C D 160-213 0.0219D E 213-266 00274F G 191-149 00160G H 149- 64 00219H I 64- 4 00269
11.0
eH
227.
400
300
OH
200o
O.
100
&e ( m m.)
FIGURA 34 PILOTE P RE- EXCAVADO -TRAMO 02
5.0 6.0 70 80 9010 2.0 30 4.0
ALLA IESTRUCTURAL
F
RANGO ( PTOR N) 114".41570./DE8; 0 -45 00155
C, 43-128 0 02153 1- I 2I209 ;
6 0, 128 287 0 0239CE E, 287-340 0 0358 4E F 340-484 0.0457
10.0 11.0 120 130,A
RANGO '1" DPINI 1.501 10-52
C 32-95 00161
300- 0 85-160 00211E 21
20 2 212 00273
62265 003581- R 170- 95 00238
0 200- 1 05- 4 00300
100- c
O A14 O
elm m)
FI GURA 35 PILOTE PRE-EXCAVADO - TRAMO 03
1 FALLA
ESTRUCTURALLIGO de 4E74 /A Pe
7708) 1.../108)E 0-32 O 01 31C 52-130 0.0201
130-214 0 0272E 214-266 003703706 126 21 00284 D
RANGO (1, 1,1:1;110A 0-43 0.0070
C' 43-128 0.0200C 0 128-256 0.0250D C 256-306 0 0331
308 392 005702
90 100 110 120
be (mm.)
3950 2 31
1314 -
130 140 130
300-
—200 -
100-
30 40 50 60 7.0 80
e0 6
1.0 20
FIGURA 36 PILOTE PRE-EXCAVADO - TRAMO 04
228 .
229.
AE/L dSe/dPo = m
Cuando toda la fricción Pfn se ha desarrollado en un tramo n del pilote de
longitud Ln, dPb/dPo = 1, dPf/dPo = O y dC/dPo = 0. Por lo tanto:
AE/L dle/dPo = 1
De la expresión anterior se puede obtener un valor de AE. En la Figura 37 sepresenta la variación de AE/m con la carga aplicada, y en la Figura 38 la varia-
ción de AE con la profundidad Z suponiendo m= 1 para dos cargas limites. En el
caso de la carga de 266 ton la hipótesis m=1 se considera confiable para los dosprimeros tramos de pilote (0-1 y 0-2) y con la carga de 366 ton se puede incluir
además el tramo 2-3.
Con base en los criterios anteriores y empleando las relaciones propuestas porLeonards y Lovell se evaluó para las cargas (Po) de 266 y 383 ton, la fricciónlateral Pf y la carga trasmitida por la base (Pb) del pilote. Además, suponiendo
un diámetro B =0.707 m se determinó la fricción unitaria promedio en cada tramo y
para el tramo inferior 3-4 en donde se considera que la fricción no alcanzó suvalor máximo, ésta se calculó bajo la hipótesis de que en el momento de la fallala distribución de fricción unitaria es trapezoidal.
Para predecir la carga a la cual habría fallado el pilote se consideró pararesistencia máxima en la base el 50% de la obtenida para el pilote hincado. Enlas Figuras 39 y 40 se presentan los resultados de los analisis.
Para determinar la carga de diseño por utilizar, finalmente se adoptaron los si-guientes criterios:
Factor de seguridad Fs 1 para la capacidad por fricción.
Factor de seguridad " .. 3 para la capacidad por la base.
Factor de seguridad promedio Fs = 2 para la capacidad portante última.
Esfuerzo máximo de compresión en el concreto G- = 0.25 f1.
Aplicando estos criterios se seleccionó para el pilote hincado una carga dediseño de 110 ton y para el pre-excavado de 150 ton. Con base en estos valorespara pilotes individuales se recomendaron grupos de pilotes dependiendo de lascargas por columna, separados entre bordes 3 veces el lado para pilotes hincadosy 2 veces el diámetro para los preexcavados. En estas condiciones se trabajó con
una eficiencia de grupo del 100%. Finalmente se adoptó la alternativa de piloteshincados con base en un análisis económico definitivo según el cual resultaba un10% más económica que la basada en los pilotes pre-excavados.
Los asentamientos para esta alternativa se calcularon con base en los parámetrosde compresibilidad de los suelos del perfil, considerando la acción de los pi-lotes como una placa equivalente. Se obtuvieron valores máximos del orden de 5 cmy diferenciales de 1.5 a 2.0 cm. En la Figura 41 se presenta una gráfica de losasentamientos medidos, hasta algún tiempo despues de terminado el edificio de laprimera etapa; los asentamientos registrados hasta la fecha no han aumentadosensiblemente con respecto a los valores presentados. En la Figura 15 se indican
los valores máximos para los diferentes grupos de pilotes y para los cimientos
CONVENCIONES0-1
0-2 PRIMER CICLO —
\ 0-3 SEGUNDO CICLO—20- 4
O--
PI LOTE PR E- EXCAVADO
230.
3000
2500
z 2000o
2 1500
wE 1000
50 •
50 100 150 200 250 300 350 400P0 (TON) Figura 37
O
2
3
4
PILOTE PRE-EXCAVADOCONVENCIONES
.3-4
1500- o DE LAS CURVAS P0 - Se Pa=266 TON
zo1-
PONDERADOS
D1000
0-4o 2-3
P0=383TON1- 0-3 3-4
0-2
0-1o0-2
0-30-4
•500
0-1
10 20 30 40
Z (m) Figura 38
CONJUNTO BELLAVISTA 100PILOTE PRE-EXCAVADO
Figura 39
P(TON)200 300
1780 llos
2750 z53
39 14 4- - -Z1rn FRICCION TOTAL
PRIMER CICLO DE CARGA - FRICCION LATERAL1,0 • 266 TON 8 prom • O 707m
TRAMO L ntel) A E(TON) PolTON) C PF• (TON) Dre(TON) f snr/m210 -1 7130 509804 2458 O 92 44 44 2.550-2 1780 649635 1913 0.75 1552 111.2 5.000-3 27 50 768156 1673 0.63 2407 855 4000-4 38.30 1013228 161 3 0.62 251.6 1 O 90 0.40
39ZIrn
Pr, .2 480 TON
P OU = a,„4•480K0392.188708
ck, • 50.(1, DELPILOTE HINCADO
P1( . 668 TON
SEGUNDO CICLO DE CARGA - FRI CCION LATERALPo • 383 TON 8prorn • 0707m.
461539 354.4 0930 5 77922 307. 5 0.80
601750 247.9 0.65671929 216.5 0.57
P •(TO N ) AFF,(TONI UVA62.0 62 360
175.7 11170 5.103295 153 80 7.15416.3 8680 3.25
TRAMO In (rn 1 AE (TON) C'Po(TON) C0 -1 7.80
- 2 17.800-3 27.500-4 38.30
07.3 1
5350
FRICCION TOTAL
780 780
178
2750
17
PITON) 1,n (T/rn2)100 200 300 ..e.. /e*
CONJUNTO BELLAVISTA 100PILOTE PRE-EXCAVADO Figura 40
231.
70
60
50
EE 40
o2tu 30
1-w 20tn
10 10
70
O
60
50
40
30
20
EDIFICIO BELLA VISTA CIEN 12 ETAPACONTROL DE ASENTAMIENTOS
COLUMNA CARGA(ton) PILOTES F9_
C2 306 4C6
o 96
515306579
546
E6 45 NOE9 45 NOF2 32 NOF9 32 NO hE9
1 1 25 0Ew 2c c
E6
• C6F2
06
C2
C9
232.
superficiales de las columnas del semisótano. Los asentamientos máximos, calcula-dos para estos cimientos fueron del orden de 3,0 y 4.0 centímetros.
La segunda torre del conjunto, (Edificio Bellavista II), se cimentó sobre pilotespre-excavados de dimensiones similares a las del pilote de prueba. Desafortunada-mente no se llevó en esta oportunidad un registro periódico de asentamientos comose hizo para la primera. Sin embargo, se puede asegurar que su comportamiento fuáigualmente satisfactorio.
FMAMJJASONDEFMAMJJA1982 1983
Figura 41 - Registro de asentamientos EdificioBellavista 100 - Primera Etapa.
5.2 Edificio Banco de Crédito
Se trata de un edificio de 24 pisos y 4 sótanos, localizado en el Centro Interna-cional de Bogotá, Calle 28 entre Carreras 6a y 7a. El área de la torre abarcaunos 20 por 25 m, mientras que la excavación para los sótanos tiene unas dimen-
siones anroximadas en planta de 58 m por 30 m, con forma irregular como se
PLOMADA
INC LIN OME TRO
ANCLAJE DE PRUEBAL • 18.00m.lb • 6 00mmc • 30•
I 3
5 10 1 m.
ESCALA
PLANTA DE EXCAVACION — EDIFICIO BANCO DE CREDITO
I
ANCLAJE DE PRUEBAL .• 18.00mLb • 6.00m..‹ • 10•
o
Figura 42
o
oON,
233.
muestra en la Figura 42. El terreno en esta zona desciende con pendiente hacia eloccidente produciendo una diferencia de nivel de unos 10 m entre los costadosoriental y occidental del lote.
El proyecto está localizado en la que hemos denominado zona oriental de la ciudady el perfil de suelos que se encuentra es una sucesión de arcillas gravas yarenas, depósitos de ladera con un espesor de 32 a 34 m, que cubren las arcillo-litas de la Formación Bogotá. En la Figura 43 se presenta un perfil promediotípico, en el que se indican las principales propiedades geotácnicas de dichos
materiales.
El problema de mayor interés en este caso lo constituyó la excavación para losparqueaderos, que alcanzó 22 m de profundidad en el costado oriental y 12 en eloccidental. La cercanía de otros edificios y vías importantes y la magnitud de laexcavación llevaron a plantear una solución con base en muros de concreto proyec-tado con anclajes postensados, los cuales se construían a medida que progresabala excavación, conformados con unos nervios o contrafuertes verticales de 50 x 60
cm o 40 x 60 cm, dependiendo de la zona, y placas de muro de 20 a 25 cm deespesor.
El proceso de diseño, desde la solución básica para la licitación hasta la quefinalmente se construyó, sufrió una serie de cambios por intervención de lasdiferentes partes involucradas en el diseño y construcción, así como por lascondiciones del terreno, interacción con los lotes vecinos, consideraciónes sobreconstrucciones futuras, etc. Originalmente se pensó en un muro atirantado defini-tivo, pero por la incertidumbre sobre posibles construcciones futuras en las
vecindades que pudieran afectar los anclajes, se decidió que estos fueran una
solución temporal y que el muro fuera soportado finalmente por las placas es-
tructurales. Además, se debió modificar la solución básica en una zona, debido ala negativa de uno de los vecinos para la construcción de anclajes en el subsuelo
bajo su edificio. En esta zona se utilizaron unos "caissons" triangulares cons-truidos hasta 5 m por debajo del nivel máximo de excavación y postensados, que
PERFIL PROME
3426
7-2150
PROF Mts
O
2
DESCRIPCION DEL SUELO
Relleno hetereogeneo
Arcilla orenolimosa carmelita y amarillo con inter.-colaciones de grava grueso.
f Arcillo arenosa gris ycarmelita con gravo finaa gruesa.
.19
12Gravo y areno en matrizarcilloso.
14 Arcilla arenoso con gravofina.
28Arcillo arenosa carmelitacon vetas de gravo gruesa
30 Gravo y areno en motrizarcilloso gns y carmelita.
34Arcillo gris rojizo.(Formoci6n Bogotá)
10
16
18
Arena con gravo fina enmotriz arcillosa gris ycarmelita con vetos degrava gruesa
24
26
32
4
6
8
20
22
Figuro 43
USC Wn
7o
125259
14 43 23 20 6033 53 29 24 1.96 84
14 34 21 1365
24-3472-73 23-24 49184193 0.92 74-98199
3431
20-22 41-43 21 20-22 52-69
12-16 23-37 14-21 9-16 19-3278
21 58 21 37 70
17
12-20 38-51 17-22 21-29 2.1212 42 16 26 2 26 033 100
/30
BSERVACIONES V Nivel freotico obtenido en la pruebo debombeo
Y Tabla de agua indicada en los registras deperforación
18-48
20-40
5-8 19-360.33
36-56
28-40
30-6C
31-70
60430
10 012 90
PT40 T200 Cu, Cr NWL Wp ty„,3 e % 0,0 ,,m. Cc "te
5765-96
46-60
63
13
96
DIO EDIFICIO BANCO DE CREDITO
PROPIEDADES PROMEDIO
4782
2431
234.
sirvieron como contrafuertes para el sostenimiento del muro en dicha zona (verFigura 42).
Los diseños iniciales se hicieron con base en datos obtenidos en varias perfora-
ciones con equipo de rotación y lavado realizadas por Roberto Maldonado y Cia.para el estudio de suelos del edificio. Posteriormente se abrieron apiques paraobtener muestras inalteradas a diferentes profundidades, sobre las cuales se
realizaron pruebas de clasificación, ensayos triaxiales UU y CD para determinarla resistencia al corte no drenada y a largo plazo de algunos de los materiales y
ensayos de consolidación unidimensional. En las Figuras 44 y 45 se presentan los
resultados de dos ensayos triaxiales E realizados sobre muestras de la matriz
7.0 aO
FIGURA 4401+0-3 , Kg/cm2
2 2
5.0
ENSAYO TRIAXIAL - BANCO DE CREDITO
Arcillo gris verdosa, nivel +1.00ENVOLVENTES DE RESISTENCIAC' 0.22 Kg /cm20' • 24.8°C • 0.58 Kg/cm20 • 15°
Línea K'fi y K'f2
Linea Kft =Kf2
4.0
"Eurn
3.0
2.0
N
E1.0
ENSAYO TRIAXIAL 5:1- BANCO DE CREDITO
Arcillo limosa gris oscuro, nivel +0.00ENVOLVENTES DE RESISTENCIA
C' • 0.02 Kg/ cm2 0' = 19°C • 0.1 8 Kg/ crn2O • 12°
Línea K'fi = 02Línea Kft =Kf 2
235.
5.0
4.0
3.0
Eu
. 2.0
N
10
00O 1.0 2.0 3.0 4.0
5.0
6.0
7.0
B.0
Kg /cm22 2 FIGURA 45
LS
ZONA B
100
ZONA D
236.
arcillosa del depósito. Con base en estos datos se evaluaron las cargas sobre losmuros y se determinó la distribución y características de los anclajes teniendoen cuenta la resistencia anclaje-suelo y criterios de estabilidad general delsistema muro-anclajes. Los tirantes y el muro se diseñaron estructuralmente parasoportar las tensiones y empujes máximos calculados para las diferentes etapas deconstrucción. Finalmente se dividió el muro en cuatro zonas con las siguientes
características:
Zona Long.
m
Alturam
Aream
Carga(t/m)
Número de
Anclajes
Separación
contrafuertes
A 61.7 15.86 978.86 197 143 2.5
B 28.78 11.30 325.21 124 48 2.5
C 10.34 11.30 116.82 75 46 3.0
D 23.35 11.05 258.02 75 32 3.0
124.18 1679.01
ZONA A
ZONA C
DISPOSICION DE ANCLAJES-EDIFICIO BANCO DE CREDITOFi gura 46
1 I 1 1 l 1 1 1 1 1 1 1 1160
150
140
130
120
;110ot 100zo 90
80
70
60
50
40
30
20
Longitud Total, L • 18.00m.Longitud de bulbo, Lb • 6.00 in .Intllndtión, ^• • 10.
10
O0 20 40 60 80 100 120 140
DEFORMACION DEL CABLE (mm)
160
150
140
130
120
"" 110o—100zO 90
801-
70
60
50
40
30
20
10
Longitud Total, L • 1800 nt.Longitud de bulbo, Lb • 6.00 ny
•to • 30.
1111111120 40 60 80 100 120 140
DEFORMACION DEL CABLE (mm)
OO
237.
Se utilizaron anclajes postensados con pacacidad variable entre 26 y 102 ton, conla disposición que se indica en la Figura 46. En algunas zonas se realizó unaexcavaciórr inicial con talud antes de comenzar el muro vertical, y en algunaszonas del muro se construyeron contrafuertes secundarios no anclados para eltrabajo del muro en condiciones definitivas de apoyo.
Antes de la construcción de los anclajes postensados, se realizaron dos ensayosde tensión hasta la falla con el fin de comprobar las hipótesis de diseño. Estosse construyeron uno hacia el norte a 10°,con la horizontal, y otro hacia el oestea 30? como se muestra en la Figura 42. Para cada uno se construyo'una losa deapoyo de 2.50 x 3.00 m, en concreto reforzado y de 45 cm de espesor, diseñadapara soportar estructuralmente y por capacidad portante una carga máxima en elanclaje del orden de 150 ton.
Los anclajes utilizados en la prueba fueron del tipo SOLETANCHE IRP (Inyección
Repetida a Presión) iguales a los utilizados posteriormente en la obra, compues-tos de 12 torones de 1/2 pulgada de diámetro, dispuestos alrededor de un tubo demanguitos central que permite la inyección a presión de la zona del bulbo median-
te lechada de cemento.
La longitud de la armadura de cada anclaje fué de 18.0 m con 6.0 m de bulbo,sobresaliendo 1.0 m de la placa de apoyo para permitir el tensíonado; la longitud
libre entre la placa y el bulbo se protegió con un tubo de PVC.
PRUEBA DE CARGA- ANCLAJE A 10°EDIFICIO BANCO DE CREDITO
Figura 47
PRUEBA DE CARGA - ANCLAJE A 30°EDIFICIO BANCO DE CREDITO
Figura 48
238.
Para el bulbo se utilizó lechada de cemento con una relación cemento/agua = 2; seinyectaron 100 Kg de cemento por metro de bulbo, a presiones entre 5 y 30 Kg/cm2,las cuales aumentaban al progresar el proceso de inyección.
La prueba de carga se realizó con tres gatos operados simultáneamente con unabomba hidráulica para garantizar una presión uniforme; se realizó un ciclo dedescenso en ambos anclajes para cargas entre 74 y 82 ton. Posteriormente secontinuó aumentando la carga, siempre en incrementos uniformes, midiendo ladeformación hasta alcanzar la ruptura del bulbo (fuerza a la cual el tirante sealarga sin que la carga aumente). Los resultados de las pruebas de carga se
presentan en las Figuras 47 y 48.
Del análisis del ciclo de carga se pueden determinar las pérdidas en el conjuntobomba-gato-cabeza de anclaje que en este caso resultó entre 17.3% para el anclajeoeste y 20% para el norte. Con la carga real en el anclaje, descontando las
pérdidas y el coeficiente de elasticidad de los tirantes (..< = 0.04 mm/m-t parael sistema de 12 torones de 1/2 pulgada) y el alargamiento medido para esta
fuerza, se puede calcular el punto de anclaje ficticio PAF que es el punto mediode la longitud del bulbo de anclaje solicitada, y por lo tanto conocer la porciónde bulbo que está trabajando en un momento dado de la prueba. Con esta longitudde bulbo se calcula la capacidad unitaria en cada incremento de carga. Losresultados de estos cálculos se presentan a continuación:
Anclaje oeste Anclaje norte
TensiónAnclaje
(ton)
Def.
(mm)
PAF
(m)
Resist.
unit.(ton/m)
61.2 29 12.9 34.088.5 50 14:9 15.2101.7 62 16.0 16.9114.9 79 17.9 19.1121.5 92 19.7 20.10128.1 110 22.3 21.3
Desp. Tensión Def. PAF Resist Despl.Bulbo Anclaje Unit. Bulbo
(mm) (ton) (mm) (m) (ton/m) (mm)0 82 35 13.3 25.2 00 98 45 14.3 17.0 04 115 55 14.9 15.8 013.3 131 65 15.5 17.4 222.8 141 80 17.7 18.8 12.2
37.4
Los resultados de los dos tirantes fueron muy similares. El comienzo del movi-miento del bulbo en su conjunto se produce para resistencias unitarias del ordende 15 t/m, aumentando esta capacidad después de producirse el desplazamiento delbulbo hasta un máximo de 19 a 21 t/m.
Es de anotar que en el caso del bulbo de un anclaje, al llegar a la falla sesigue desarrollando prácticamente la misma resistencia alcanzada en el momento dela ruptura. Los tirantes del muro se calcularon con una capacidad máxima en elbulbo de 10 t/m, por lo cual los diseños se consideraron adecuados a la luz de
los resultados de las pruebas.
La construcción del muro se llevó a cabo en tramos de excavación de 1.5 a 3.0 m
de profundidad y en módulos alternados de unos 5 m dejando taludes intermedios,en varios frentes de trabajo; una vez abierta la excavación se colocaba laarmadura y se construía el muro y los contrafuertes con concreto proyectado.
Inmediatamente después se construían los anclajes. El muro se construyó entreDiciembre de 1982 y Agosto de 1983.
Durante el desarrollo de los trabajos para la construcción del muro se presenta-
ron algunos problemas de interacción con edificaciones vecinas. Para el control
239.
de las deformaciones se organizó un programa de mediciones topográficas, seinstalaron tres inclinómetros y 10 secciones para control de las deformacionescon plomada. Las mediciones topográficas se comenzaron en Marzo de 1983 a raíz delas primeras manifestaciones de problemas en las calles y estructuras vecinas;las mediciones con clinómetro y plomada se iniciaron en Julio y se continuaronhasta después de finalizado el muro. Las deformaciones registradas en este pe-ríodo fueron del orden de 0.5 a 2.5 cm en la base y 2.0 a 3.0 cm en la cresta,aunque los movimientos totales probablemente fueron mayores ya que la instrumen-tación no cubrió todo el periodo de construcción.
Los principales problemas que se presentaron fueron el fisuramiento de muros deun teatro vecino por el norte que hizo que se tuviera que reforzar su estructura,algán fisuramiento en calles y edificios vecinos por el sur, de carácter superfi-cial, especialmente debido a que se trataba de construcciones más modernas, el
taponamiento de algunos ductos de drenaje en los sótanos de un edificio vecinopor el sur-oriente y el levantamiento del piso del edificio vecino por el norte,debidos a la acción de la lechada de cemento inyectada a presión para la cons-
trucción del bulbo de algunos anclajes que quedaron justo debajo de estas estruc-turas. En general los daños no fueron mayores y se solucionaron una vez quedaronlos muros apuntalados de manera definitiva con las placas estructurales.
4.3 Edificio de oficinas de Bavaria
El proyecto arquitectónico en este caso contempla la construcción de un edificiode cinco pisos con dos sótanos y semisótano, en un lote localizado en la Calle 94entre Carreras 7 2 y 82 al noreste de Bogotá, el cual tiene una pendiente generalaproximada del 3% hacia el occidente. Por su esquina shreste pasa la Quebrada delChicó que baja de los cerros al oriente del lote.
Para la construcción de los sótanos se debieron realizar excavaciones entre 4 y13 m de profundidad aproximadamente. Estas excavaciones se hicieron con taludesde pendiente 1:1 a 2:1 hasta casi el nivel del semisótano y con taludes verti-cales soportados con muros anclados de este nivel en adelante. El proceso deexcavación fuá por etapas, de acuerdo con las condiciones para la construcción delos muros y en escalones, con el fin de alcanzar el nivel de cimentación en laparte central del lote y adelantar la construcción de la estructura, mientras se
completaba la construcción de los muros perimetrales.
En el lote para el proyecto se encuentran materiales típicos de la zona orientalya descrita. Superficialmente se encuentra un depósito de limo oscuro, orgánico,
localmente con gravas y bloques, denso, con espesor de unos 3.0 m, el cual sobre-yace un gran depósito formado por el cono de deyección de la Quebrada El Chicó.
Los materiales que conforman este depósito son gravas arenosas y grandes bloques
transportados por la quebrada en épocas geológicas recientes. Són depósitostípicos de corrientes torrenciales de alta pendiente, por lo cual presentan una
disposición lenticular discontinua de partículas sub-redondeadas a angulares degradación variable. Los suelos que se encuentran en el sitio provienen de ladesintegración de estratos de arenisca principalmente y algunas capas de liditasde las formaciones del Grupo Guadalupe que afloran en el arca de influencia de laquebrada. El transporte se ha visto favorecido por el alto grado de fracturación
y alteración de las rocas de dichas formaciones, como resultado de los procesostectónicos a los que se han visto sometidas.
PLANTA DE EXCAVACIONEDIFICIO BAVARIA Figuro 49
V I NSTRUMENTACION-4- SONDE OS
ESCALAin A PI OLIES
5 10 15.
240.
Para los diseños del sistema de contención se contó con la información de cuatro
sondeos realizados por la firma Roberto Maldonado y Cia. para el estudio de
suelos en diciembre de 1982. Estos se hicieron utilizando equipo de rotación ylavado, y alcanzaron profundidades variables entre 14.6 y 25.0 m. En estas perfo-
raciones se realizó el ensayo de penetración estandar en algunos estratos areno-sos, aunque por la gran cantidad de gravas y bloques del depósito, dicho ensayocasi siempre presentó rechazo en longitudes menores de 6". Los valores registra-dos para la matriz arenosa están entre 15 y 40 golpes/pie. En los tramos de
sondeo realizados con broca, se obtuvieron recobros entre 25 y 55% hasta laprofundidad de excavación proyectada. Estos valores són indicativos del porcen-taje de grava y bloques del depósito. Con base en esta exploración se hizo un
primer diseño del sistema de contención con muros y anclajes postensados por
parte de la Firma Roberto Maldonado y Cia. Posteriormente hubo cambios en elproyecto y una investigación adicional del subsuelo que permitió llegar a lasolución adoptada, que fuá diseñada por Ingeniería y Geotecnia Ltda. para la
firma constructora Subsuelos S.A., constructores del sistema.
Para complementar la información del estudio inicial, durante la primeras etapasde la excavación se realizaron 5 apiques con retroexcavadora, de aproximadamente4 m de profundidad a partir del nivel 0.0 m en el perímetro de la excavación; laFigura 49 se presenta una planta general de la excavación con la localización delos sondeos y apiques. Los apiques permitieron apreciar mejor las característicasdel material del depósito y tomar muestras para la ejecución de ensayos de
l aboratorio; se enco,tz ron capas de arena, ocasionalmente limosa, y de grava
arenosa con bloques hL -1 de 2.0 m de dimensión promedio, en estado denso a muy
ENSAYO DE CORTE DIRECTO UU - EDIFICIO BAVA RI A
Areno fino gris, Y I • 1.71 T/rn, -Id • 153 7/m3
le • 7.9%; 12% Poso Tamiz N. 200
Esfuerzo de corlemáximo en el planohorizontal 039°
Oblicuidad máximo enel plano horizontal
0.33°
30
25
20
1 54b-croo
lo
05
241.
denso. Las condiciones generales del material y su estratigrafia fueron similaresen todos los apiques, aunque en el costado sur se encontró flujo de agua prove-niente de la quebrada que inestabilizaba la excavación.
Sobre muestras obtenidas en los apiques se realizaron ensayos que permitieronclasificar los suelos como mezclas de arenas y gravas limosas. Con el fin dedeterminar la resistencia al corte de estos suelos, se realizó un ensayo de
esfuerzo cortante sobre una muestra de arena limosa, y ensayos triaxiales sobrematerial con tamaño máximo de 2 pulgadas.
El ensayo de corte directo (Figura 50) se realizó sobre una muestra saturada
recompactada da arena fina con un peso unitario seco de 1.53 t/m 3 (menor que ladel suelo en el campo que es de 1.73 ton/m 3 ). Debido a que el material en el
terreno presenta 'una mayor densidad y contenidos significativos de materialgrueso, se consideró que el valor de 33°,obtenido para el añgulo de friccio15 eramenor que el del suelo en estado natural.
0 0.5 1.0 1.5 2.0 25 30 35
40
ESFUERZO NORMAL, G, (Kg /crn2)
Figura 50 - Resultados del ensayo de corte directo
Para evaluar el efecto de la gravas sobre la resistencia, se efectuaron seis
ensayos triaxiales con un equipo de presión de cámara por vacio para muestras de25 cm de diámetro por 50 cm de altura. Se realizaron pruebas sobre dos muestrasde diferentes profundidades con las granulometrias que se muestran en las Figuras
51 y 53., variando la presión de confinamiento, el estado de compactación y lahumedad del material. Los resultados de estas pruebas (Figuras 52 y 54), indicanque para las condiciones del material en el terreno la envolvente de resistenciaes curva con ángulo de fricción in-terna entre 48,y 38, disminuyendo con elaumento en el nivel de esfuerzos.
Con el objeto de encontrar la solución más apropiada para el sistema de conten-ción de las excavaciones con talud vertical para los sótanos del edificio, seanalizaron varias alternativas anclajes postensados, anclajes pasivos tipo agujay combinaciones de éstos.
242.
In orn
yo 3/ 6 )4 .3INVILJOD 0283
▪
nAsaO
N1
(y..3/ 15 )1 r‘l 3INV1800 OZif3nd S3
VSVd 3 no "4VSVd 3 no
Cr
LL
Anclajes postensados:
La solución inicial para el sistema de contención se planteó utilizando anclajespostensados convencionales en varios niveles, dependiendo de la profundidad deexcavación. Aunque el sistema garantiza un perfecto control de la excavación, serequiere de perforaciones de longitud proporcional a la altura del talud, inyec-
ción de bulbos de anclaje, uso de varillas o cables de gran capacidad de carga ytramos de excavación relativamente grandes, debido a que el área aferente de cada
anclaje puede ser grande dependiendo de su capacidad. Todo esto tiene ingerenciasobre los costos de la solución, y puede llegar a hacerla menos competitivafrente a otros sistemas que requieran procedimientos más rápidos y económicos deconstrucción.
En la solución final se construyó una primera fila de anclajes postensados quetenían 12 m de longitud total, colocados a inclinaciones de 15°,o 2Zdependien-do de las zonas. La longitud del bulbo de anclaje fuó de 3.5 a 4.0 m y su carga
de trabajo de 16 ton, Se construyeron con una varilla de 1" de diámetro, de acerocon fy = 4200 k/cm2 (60.000 psi), roscada en su extremo libre para fijar eltensionamiento por medio de tuercas.
El bulbo de anclaje se calculó con un diámetro equivalente mínimo de 0.30 m, loque corresponde a un volumen mínimo de inyección de 60 lts/m de bulbo, para laperforación de 4.5 pulgadas. Por otra parte, segán el gráfico empírico presentadopor G. Jorge, asimilando el suelo a un depósito aluvial, para obtener una capaci-dad del orden de 5.33 ton/m (3 Kips/ft) se requiere una presión de inyección de5 k/cm2(75 psi). Con base en estas consideraciones se emplearon presiones deinyección en el rango entre 5 y 10 k/cm2 (75 - 150 psi), con un volumen mínimo deinyección de 75 lts/m (considerando un desperdicio del 251), utilizando unalechada con proporción agua cemento de 1 a 1. La separación horizontal entreanclajes postensados se estableció entre 1.5 y 2.0 m en las diferentes zonas.
Los anclajes postensados se tensionaron al momento de la instalación con unacarga superior en un 20% a la de diseño (o sea de 19.2 ton para los anclajes de16 ton de carga de trabajo). Este valor es demasiado próximo a la carga derotura para las varillas de 1" por lo que algunas de las varillas fallaron por larosca durante el tensionamiento. Luego de alcanzar esta carga se bajó la tensiónhasta la de trabajo.
Anclajes pasivos:
Como alternativa para la contención de los muros se consideró el uso de anclajespasivos tipo aguja.
Este sistema consiste en una serie de perforaciones de pequeño diámetro, en lascuales se coloca una varilla de refuerzo y se rellenan con lechada para formar unmicropilote en dirección normal a la cara del talud de la excavación. Estos
micropilotes actúan como elementos de refuerzo del suelo, trabajando de maneraanáloga a como lo hacen las cintas que se utilizan en la construcción de latierra armada.
El funcionamiento de los anclajes pasivos se basa en el hecho de que para que seproduzcan los empujes en el talud de la excavación debe haber una tendencia demovimiento del material hacia ella, lo cual hace que se genere una fricción a lo
largo del micropilote en la zona cercana a la cara del talud y a lo largo de toda
243.
244.
la zona activa, que trata de sacar el anclaje en la dirección del movimiento delsuelo. El empuje que no alcanza a ser tomado a lo largo del vástago de losanclajes actuará directamente sobre el muro; al estar éste unido con losanclajes el empuje se transmitirá a través del pilote junto con la carga
desarrollada por fricción en su vástago. Se debe proveer entonces una longitud
suficiente de reacción por detrás de la zona activa, de manera que pueda soportarpor fricción la carga transmitida por el anclaje. En este caso se contempló laconstrucción de un bulbo inyectado para cumplir este propósito.
PARA METRO VALOR ESRECOMENDADOS
VALORUTILIZADO
longitud mdx. de anclajesRelación de Longitud - 0.5- 08 0.7profundidad de excavación '
diam.perf.x long.de anclajes0.3- 0.6 0.23Relación de Adherencia = espaciamiento vert.x horiz.
(d i órnetro de la varilla )2 04X103Q8X163Relación de Resistencia = 0.22X1Ci-4espociamento vert.x horiz. •
desp. horiz . en la cresta 0001-0.00'338Relación de < 0.002")Comportamiento = altura de la excavación
(*) Valores reportados **) Volares obtenidos en el presente caso
CRITERIOS DE DISEÑO PARA LOSANCLAJES PASIVOS TIPO AGUJAEDIFICIO DE OFICINAS BAVARIA
SISTEMA DE SUELO REFORZADOCON ANCLAJES TIPO AGUJA.
H/3
HH / 2
Figura 55
La presencia de los elementos de refuerzo hace que la zona activa sea menor, conlo que disminuyen los empujes sobre el muro.
En este caso, a diferencia de los anclajes postensados, no se conoce de antemanola carga que soportará cada anclaje pasivo. Para el diseño se adoptaron longi-tudes de bulbo de anclaje suficientes para soportar una carga de trabajo de 16ton con un factor de seguridad mínimo de 1.5, que es la carga admisible para lasvarillas de 1". A esta consideración se llegó al hacer un análisis del muro enlas diferentes etapas de construcción, utilizando los empujes establecidos parael diseño. Se observó que las cargas en el nivel más bajo de anclajes en cadaetapa de excavación, eran cercanas a las cargas de trabajo máximas de 16 ton.
La alternativa adoptada finalmente consta de una primera fila de anclajes posten-
I-.12
ZONA A
ZONA 8-3.70
-6.70
-970
ZONA C
DISPOSICION DE ANCLAJES - EDIFICIO BAVARIA
Figura 56
245.
sados de 16 ton de capacidad en todo el perimetro de la excavación, seguida porotras filas de anclajes pasivos tipo aguja colocados con separación vertical de1.5 m aproximadamente, hasta alcanzar el fondo de la excavación en las diferenteszónas. En la Figura 55 se presentan los principales parámetros y los criterios dediseño utilizados para este tipo de anclajes.
La colocación de una primera fila de anclajes postensados tiene la ventaja de
aumentar los esfuerzos normales en la parte superior de la zona activa, mejoran-do la condición de empujes para los niveles inferiores de excavación y garanti-zando la estabilidad de la cresta del talud, en donde la acción de los pilotes
aguja no es muy eficiente debido a que las bajas presiones de confinamiento nopermiten que se desarrolle una fricción importante en el vástago de los anclajes.
A excepción del primer nivel, todos los demás fueron de tipo aguja, construi-dos con varillas de 6 y 7 m de longitud y una pulgada de diámetro, colocadasen perforaciones horizontales de 3 pulg. de diámetro que se llenaron conlechada de cemento, con proporción agua:cemento de 1:1 en peso. Las filas de
anclajes se colocaron en general al nivel de las placas de los sótanos y en lamitad de la luz libre entre ellas (Ver Figura 56). La separación horizontal varioentre 1.50 y 2.50 m dependiendo de las zonas.
246.
El bulbo de estos anclajes tenia 3.0 m de longitud y las mismas especificacionesdel bulbo para los anclajes postensados. El extremo libre se aseguró contra elmuro por medio de una tuerca apoyada sobre una platina de acero.
Con el propósito de controlar el comportamiento del sistema de contención se
diseñó un programa básico de instrumentación que incluyó un control de nivelacióntopográfica de puntos en la cresta del muro y control de deformaciones conclinómetro y plomada. Se instrumentaron secciones con 4 a 6 puntos de control conclinómetro distribuidas cada 20 m aproximadamente en las diferentes secciones de
excavación. El control de deformaciones realizado durante toda la etapa de exca-vación y construcción del muro indicó asentamientos y desplazamientos de lacresta del muro entre 0.2 y 1.5 cm en las diferentes zonas, que no tuvieronninguna incidencia sobre el funcionamiento del sistema.
5.4 Proyecto habitacional Rafael Nuñez.
En este caso se trata del estudio de suelos para un lote aproximadamente rectan-gular de unos 200 m de ancho por 750 m de longitud que cubre un área de 13.56Hectáreas, localizado en la parte central de la zona plana de la Sabana, entrelas transversales 38 A y 39, la Diagonal 40 y la Calle 53 de la ciudad de Bogotá.En este sitio se construirá el Proyecto Habitacional Rafael Nuñez de la Caja deVivienda Militar.
El proyecto arquitectónico contempla la construcción de 58 edificios de diseño
modular, agrupados en 11 unidades de 5 edificios y una de 3, distribuidos encuatro supermanzanas. Se trata de edificios de 10 pisos y semisótano de unos 4500m de construcción cada uno, repartidos en 8 pisos con 4 apartamentos simples y 4apartamentos duplex en los 2 últimos pisos. El semisótano es común para cadaunidad de 5 o 3 edificios, con un área de unos 4800 m por cada unidad. Los
edificios se construirán con estructura de pórticos de concreto reforzado yplacas de entrepiso; las luces entre columnas varían entre 3.1 y 7.0 m, ytransmitirán a la cimentación cargas entre 100 y 300 ton. En el caso en el que seconstruyera una placa de cimentación, la presión total aplicada por ésta seriadel orden de 11 ton/luz . En la Figura 57 se presenta la distribución de columnascon sus cargas, obtenidas del análisis estructural.
Los muros de contención en el perímetro de la excavación estarán separados de losedificios. La placa de techo del semisótano y piso exterior del conjunto estará
soportada por columnas con cimentación independiente con base en cimientos aisla-dos y vigas de rigidez, con luces entre 3 y 7 m y cargas hasta de 72 ton. En laszonas aledañas a los edificios esta placa se apoyará en mInsulas en las columnasde la estructura de los edificios.
El nivel de piso terminado del semisótano es -1.75 m, por lo que el nivel decimentación, considerando una placa de 1.20 m y una capa de concreto pobre deunos 0.05 m, estaría a -3.0 m. Para estas condiciones el alivio por excavaciónserá del orden de 4.5 t/m 2 , y la sobrepresión o presión neta transmitida por lacimentación por lo menos de 6.5 t/m 2 . La compensación máxima que se puede lograres del orden del 40%.
1
i» Y
L269 2W
—111-211 1/1269 25/
191 1
156
1/1 115
PILOTES Pf/EXCAVADOS
Le1 20n
O 6 n
Cargos en 1on.1 o do%
CARGAS POR COLUMNA Y SOLUCION DE CIMENTACION CON PLACA Y PILOTESPROYECTO RAFAEL NUÑEZ
Figura 57
247
Investigación del subsuelo:
El estudio de suelos para el proyecto se desarrolló en dos etapas. Un estudiopreliminar, en el que se realizaron sondeos de penetración estática con cono
hasta profundidades entre 15 y 40 m, y un estudio definitivo en el que se hicie-ron perforaciones con equipo manual entre 8 y 9 m, con equipo mecánico entre 30 y32 m de profundidad, un sondeo con el equipo de penetración estática con cono de
30 m, y una perforación de 25 m para toma de muestras con el muestreador depistón.
En las perforaciones se tomaron muestras inalteradas con tubos de pared delgada
en los estratos arcillosos, y muestras alteradas con el tubo partido en lossuelos granulares en los que se realizó el ensayo de penetración estandar; sobre
ellas se adelantó un programa de ensayos de clasificación, resistencia y compre-sibilidad, éstos mediante ensayos de resistencia no drenada con veleta de labora-torio principalmente y consolidación lenta. En las Figuras 3, 9 y 58 se presentanlos resultados obtenidos en los ensayos de campo y laboratorio.
Caracteristicas del subsuelo:
El subsuelo del lote está formado por una secuencia de arcillas limosas de altaplasticidad con algunas intercalaciones de turba que sobreyacen mantos de arenafina limosa densa que se encuentran a partir de 29 a 30 m de profundidad en todoel lote y que se extiende hasta la profundidad explorada de 40 m. Se trata desuelos lacustres de origen reciente pertenecientes a la Formación Sabana. Lainformación del subsuelo obtenida con el programa de exploración permitió esta-blecer que el perfil es bastante homogéneo en toda el área del proyecto por locual se adoptó un perfil promedio para los análisis de estabilidad y deformación(Figura 59).
1'
248.
Prof. RESUMEN DE ENSAYOS DE PENETRACION Rp, 1(0,112
Mts DEWRIPMN 0 4 9 ^2 02 20 30 40 50 10 70 90 90 MO 200 300 400 300
2
in
nAA
8
IN12
13
14
15
16
17
IlllaEl21
22
24
26
27
28
Elrani32
34
3,36
37
inri
I
1
1
me•
t
lir1M"14
Oh,ffle
-.I
SME
silin----g----71-5.....___Mi
_..■~■~11111111.1.11"2
NEZar
MI
MI
E
IIPEK
wat&IIIun-
p--.i.
-I»- _
4
PROYECTO RAFAEL NUÑEZ
Figura 58 - Resultados de los ensayos de penetración con cono holandes.
La siguiente es la descripción de los suelos encontrados en el lote:
Capa vegetal, tierra negra con ralees; esta cobertura alcanza en todo el loteentre 0.30 y 1.0 m de espesor.
Limo habano oscuro amarillento. Debajo de la capa vegetal se encuentra casi en
todo el lote y hasta unos 2.0 m de profundidad como máximo, una capa de limo ó
249.
limo arcilloso habano a café de alta plasticidad, muy oxidado y fisurado, con
raices, fuertemente preconsolidado, de consistencia firme a dura pero frágilpor efecto del fisuramiento.
Arcilla habana o gris oscura. Debajo del limo y en algunas zonas a partir de lacapa vegetal se encuentra una arcilla habana oscura o gris, oxidada, fisurada ycon raices, de consistencia media a firme que pierde consistencia con la pro-fundidad. Esta arcilla se encuentra bastante sobreconsolidada; la relación de
sobreconsolidación (RSC) varia entre 5 cerca de la superficie, hasta 2aproximadamente a 5.0 m de profundidad donde termina este estrato. Esta condi-ción se refleja en una disminución en el peso unitario de 1.8 a 1.3 t/m 3 y enla cohesión de 6.0 a 2.5 t/m2.
Arcilla habana oscura. Entre los 5 y 19 m de profundidad se encuentra unaarcilla habana oscura de alta plasticidad, con vetas rojizas algo fisurada, deconsistencia blanda a media con algunas zonas mas limosas. Su resistencia alcorte no drenada aumenta ligeramente con la profundidad, de 2.5 t/m 2 a 3.5 t/m2aproximadamente, y está ligeramente sobreconsolidada (RSC 1.6). A partir delos 19 m se nota un incremento en su resistencia variable entre 4.0 t/m 2 y 6.0t/m2 aproximadamente a medida que aumenta la profundidad; la arcilla continóaestando ligeramente sobreconsolidada y es menos compresible en esta zona. Entrelos 20 y 25 m de profundidad se encontró en todas las perforaciones uno o dosestratos de turba de 1.0 a 2.0 m de espesor, medianamente compacta, con abun-dante materia orgánica y más compresible que la arcilla.
Arena fina habana. A partir de los 30.0 m de profundidad se encuentra una serie
de estratos de arena fina habana densa, de 0.50 a 1.0 m de espesor, intercala-dos con limos y arcillas ocasionalmente orgánicas. La resistencia a la penetra-ción con cono varia entre 20 y 100 K/cm 2 . A partir de los 34 m y hasta la
profundidad explorada de 40 m los estratos arenosos se hacen más francos, conespesores de 2.0 a 4.0 m y resistencia a la penetración con cono entre 30 y 100kg/cm2 (ver Figuras 3 y 58).
Analisis de alternativas de cimentación
Con base en las características arquitectónicas y estructurales del proyecto ylas propiedades geotécnicas del subsuelo, se estudiaron las alternativas decimentación para los edificios de cada conjunto y las columnas y muros de conten-ción del semisótano coman.
Para las columnas del semisótano y los muros de contención se consideraron Ini-camente cimentaciones superficiales con cimientos aislados y continuos unidos convigas de rigidez; se calcularon asentamientos entre 2 y 4 cm para variaspresiones de contacto y las cargas por columna obtenidas del análisisestructural.
Para los edificios se estudiaron las siguientes alternativas de cimentación:
Cimentación con placa
Se consideró en primer lugar una placa de cimentación cubriendo el área entrecolumnas de 20.6 x 26.4 m aproximadamente. Teniendo en cuenta las cargas por
columna y el peso de la cimentación, la presión total aplicada resulta del
orden de 11 ton/m 2 . La capacidád portante áltima es de 17.7 t/m 2 , el factor de
250.
seguridad estático por capacidad portante resulta de 1.6 y bajo cargas de
sismo, evaluadas aproximadamente, este factor de seguridad seria muy próximo omenor que 1.0; esta cimentación resulta por lo tanto inaceptable desde este
punto de vista.
PROF. mts
o --
PERFIL PROMEDIO
DESCRIPCION DEL SUELO
- PROYECTO RAFAEL NUÑEZ
PROPIEDADES PROMEDIO
USC Vin% WL VI p Ip YVO
e0-voVol!
Cu ,Urn' Cc Cr 5 2Vm.
2 - Arcillo gris oscura. CH 60 79 26 53 17 L39 30 50 0.61 0065 30
4 -130 147 34 113 15 342 4.3 3.5 293 0.22 13
6 - 170 202 49 153 1.35 410 45 2 5 34 018 10
8 -- 155 226 56 170 1.3 364 50 275 304 0.28 9.5
10-' Arcillo habana oscura
12- 130 164 59 105 14 111 6.5 3.0 250 0.18 10.5- limoso con algunos CH
14- vetos orgánicas.- 1.20 116 39 77 1.45 254 TO 1 5 18 0.17 12
16-
18- 100 140 40 100 1.35 2.36 8.0 15 1.13 010 12
20-
22_ 120 164 59 105 160 3.27 100 4.5 2.42 0.10 16
24- Turbo OHOH 200 398 220 178 155 2.89 11.0 2.5 2.47 024 17
26-- Arcillo habana oscura
28- limoso. CH 100 164 59 105 1.45 2.21 12.0 60 1.70 0.17 18
30_ intercalaciones de arena
fina y limo habano en 4032- copos de 0.5 o 1.5 m.de
' espesor34- Rp := 60 Kg /cm'
36- Arena en capas de más- de 2.0 m. de espesor.
38- Rp >10 O Kg/cm'
40
Figura 59
Para calcular los asentamientos que tendría la placa de cimentación se conside-ró el alivio de una excavación abierta durante 45 días para el cálculo de laexpansión inmediata y retardada. Los asentamientos por recompresión se calcula-ron a corto plazo (elásticos) y a largo plazo por consolidacion para un tiempo
de 20 años.
251.
Los datos de compresibilidad, relación de vacios, indices de compresión ycoeficiente de consolidación se obtuvieron de ensayos de consolidación unidi-mensional. Con base en estos ensayos se calcularon también algunos módulos deelasticidad drenados para el análisis de distribución de esfuerzos en el perfilde suelo.
Los incrementos de esfuerzos por efecto de la carga aplicada por la placa,teniendo en cuenta la rigidez de ésta y la de los diferentes estratos queforman el perfil del subsuelo, se calcularon utilizando la técnica de los Ele-mentos Finitos, considerando un estado de deformación plana. En la Figura 9 se
muestra la curva de incremento de esfuerzo vertical debido a la presión aplica-da por la placa obtenida con estos cálculos.
El cálculo de la expansión retardada y de los asentamientos por consolidaciónse hizo utilizando la teoría de la consolidación de Terzaghi, determinando loscambios en la presión de poros con la ecuación de Skempton-Bjerrum. La disi-
pación de la presión de poros se calculó para 45 días y 20 años respectivamente
con los valores de Cv obtenidos en los ensayos de consolidación y teniendo en
cuenta el efecto drenante de los estratos arenosos a partir de los 30 m deprofundidad. Se trabajó con el nivel freático a 1.5 m de profundidad. En la Tabla
01 se presentan las condiciones iniciales de esfuerzos, presiones de poros y
parámetros utilizados para todas las capas en las que se dividió el perfil delsuelo para el análisis. En la Tabla 02 se presentan los cálculos de la expansión
por efecto de la excavación y en la 03 los cálculos de recompresión para esta
alternativa.
La expansión elástica se calcula como:
ex = (1 - 1)a ) p b I /E
= 0.5. Relación de Poisson del sueloE = 2000 t/m2 . Módulo de elasticidad no drenadop = 4.5 t/m2 . Alivio por excavación
b = 20.4 m. Ancho del área cargadaI = 1.05. Factor de influencia por la forma de la excavació
La expansión inmediata resulta:
Sexi = 3.6 cm
La expansión total, incluyendo la retardada (45 días) - ver Tabla 02 - es:
Yexr = 6.6 cm
Es de anotar que la magnitud de la expansión por excavación depende del proceso
constructivo. Es máxima si se hace una gran excavación que se deja abierta porun buen tiempo antes de aplicar la recarga al suelo, y minima si se hace portramos construyendo rápidamente las estructuras. La magnitud de la expansióntiene importancia por cuanto se debe esperar un asentamiento por recompresión
proporcional a la expansión que se produzca.
252.
El asentamiento inmediato por recompresión, evaluado con base en la solucióncon Elementos Finitos y los módulos no drenados del suelo, es de unos 8.0 cm.El asentamiento adicional por consolidación - Ver Tabla 03 - resulta de 10.4cm, por lo que se tendrían asentamientos totales del orden de 20 cm a largoplazo, los cuales se consideran demasiado grandes para este tipo deestructuras.
TABLA
Sub z
capa (m)(1)
01
Ah
(m)
- CONDICIONES INICIALES Y CARACTERISTICASLOS MATERIALES DEL SUBSUELO.
Uo Ovo I Esf. Cv Cr(t/m2 )(t/m2 )(t/m2 )Vert. Hzt. cm2 /min
(2)
DE
eo
DEFORMABILIDAD DE
A Uz Uz45dias 20Años
(3) (4)1 0.75 0.8 5.55 1.75 3.80 0.69 0.50 0.025 0.065 1.39 0.4 0.30 1.0002 2.25 1.5 7.55 3.25 4.30 0.69 0.48 0.025 0.220 3.42 0.4 0.002 0.7503 3.75 1.5 9.25 4.75 4.50 0.68 0.46 0.025 0.180 4.1 0.4 0 0.5004 6.00 3.0 12.00 7.00 5.00 0.68 0.40 0.025 0.280 3.64 0.4 0 0.3005 9.00 3.0 16.50 10.00 6.50 0.67 0.38 0.025 0.180 3.11 0.5 0 0.1506 12.00 3.0 20.00 13.00 7.00 0.65 0.34 0.025 0.170 2.54 0.5 0 0.0207 15.50 4.0 24.50 16.50 8.00 0.61 0.20 0.025 0.100 2.36 0.5 0 0.0208 19.00 3.0 30.00 20.00 10.00 0.59 0.30 0.025 0.100 3.27 0.5 0 0.0209 21.50 2.0 33.50 22.50 11.00 0.57 0.32 0.050 0.240 2.89 0.4 0 0.150
10 25.00 5.0 38.00 26.00 12.00 0.55 0.36 0.025 0.170 2.21 0.4 0 0.30011 30.50 6.0 45.50 31.50 14.00 0.50 0.33 0.050 0.065 1.39 0.4 0 0.500
Notas:
Profundidad medida desde el nivel de cimentación.Coeficientes de • influencia para el cálculo del incremento de esfuerzo vertical yhorizontal debido a un área cargada uniformemente, obtenidos con el mótodo delos Elementos Finitos. (3) Coeficiente de presión de poros de Skempton.
(4) Grado de consolidación para el tiempo dado:
Uz= 1- Ue/Uo ; Ue= 2Uo/M sen(MZ) exp(-M 2 T); M= 1r /2(2m + 1)m.,
Z= z/H T=Cv t/H2
H: Espesor del estrato (drenaje solo por arriba).
- Cimentación con placa y pilotes de madera
Debido a que la solución con base sólo en placa resulta inadecuada tanto por
estabilidad como por asentamientos, se pensó en una solución combinada de placay pilotes para aumentar el factor de seguridad y disminuir asentamientos. Unaprimera posibilidad es la de utilizar la placa reforzándola con pilotes de
fricción de madera que transmitan la presión neta (adicional al alivio porexcavación) a un volámen mayor de suelo y a niveles más profundos y menoscompresibles. Estos pilotes estarían trabajando al 100% de su capacidad(FS=1.0), aliviando al suelo en contacto con la placa de parte de la presión.La redistribución de esfuerzos en el suelo que se logra por este sistema,permite reducir en buena parte los asentamientos.
253.
sub I Esf.Capa Vert. Hzt.
TABLA 02 - DEFORMACIONES POR EXPANSION RETARDADA
AO've 6Ue Uexc UAU Ufin Gvex dvex Deform.(t/m2 )(t/m2)(t/m2) (t/m2 ) (t/m2)(t/m2) (t/m 2 ) (m)(2) (1) (3) (4) (5) (6) (7)
1 1.00 0.72 -4.25 -3.54 -1.79 1.06 -0.73 1.30 2.0 -0.011132 0.97 0.67 -4.12 -3.36 -0.11 0.01 -0.10 3.43 3.5 -0.007333 0.94 0.63 -4.00 -3.20 1.55 0.00 1.55 5.25 3.7 -0.007004 0.83 0.48 -3.53 -2.64 4.36 0.00 4.36 8.47 4.1 -0.015415 0.67 0.38 -2.85 -2.23 7.77 0.00 7.77 13.65 5.8 -0.007686 0.54 0.28 -2.30 -1.74 11.26 0.00 11.26 17.70 6.4 -0.005247 0.41 0.13 -1.74 -1.15 15.35 0.00 15.35 22.76 7.4 -0.004018 0.33 0.17 -1.40 -1.06 18.94 0.00 18.94 28.60 9.6 -0.003269 0.30 0.17 -1.28 -0.94 21.56 0.00 21.56 32.20 10.6 -0.00194
10 0.26 0.17 -1.11 -0.91 25.10 0.00 25.10 36.89 11.7 -0.0029911 0.20 0.13 -0.85 -0.67 30.83 0.00 30.83 44.65 13.8 -0.00092
-0.06666
Notas:
AU= (AMI + A(AGV - A GH)) = Ih AGo + A(Iv AGVo - Ih 6011)
AG/60Vo = Ih + A (Iv - Ih) Iv: Factor de influencia para el esfuerzovertical.
Ih: Factor de influencia para el esfuerzohorizontal.
ffvo= -4.5 t/m 2 (alivio por excavación).
AdVexc= Iv ádvoUexc = Uo + AUexcUfinexc. = Uexc - U45 dias AUexcGVexc = Orvo + 61Tvexc0v exc = GVexc - Ufinexc
(7) I' = A H Cr Log GVex - GVo 1 + e o GVo
subCapa
TABLA 03
A dvre AUre(t /m 2 ) (t/m 2 )
(1) (2)
- ASENTAMIENTOS POR RECOMPRESION PARA LA PLACA
Ure U UAU Ufin «vre «vre' Deform.(t/m2)(t/m2)(t/m2) (t/m 2 ) (t/m2)(t/m2) (m)(3) (4) (5) (6) (7) (8)
1 7.59 6.34 5.61 3.86 3.86 1.75 8.89 7.14 0.01112 7.59 6.20 6.10 2.85 2.10 4.00 11.02 7.02 0.02233 7.48 6.03 7.58 2.83 1.42 6.16 12.73 6.57 0.01324 7.48 5.63 9.99 2.99 0.90 9.09 15.95 6.86 0.04035 7.37 5.78 13.55 3.55 0.53 13.02 21.02 8.00 0.01766 7.15 5.45 16.71 3.71 0.07 16.64 24.85 8.21 0.01527 6.71 4.46 19.81 3.31 0.07 19.74 29.47 9.73 0.01418 6.49 4.90 23.84 3.84 0.08 23.76 35.09 11.33 0.00499 6.27 4.62 26.18 3.68 0.55 25.63 38.47 12.84 0.0101
10 6.05 4.80 29.90 3.90 1.17 28.73 42.94 14.21 0.021511 5.50 4.38 35.21 3.71 1.86 33.35 50.15 16.80 0.0138
0.1840
Notas :
tOv = Iv tOWIncremento en la presión de poros debido a la sobrecargaUrec = Uiexc + AUrec.U = Urec - Uo: diferencia entre la presión de poros de equilibrio (N.F)y el estado al final de la construcción.U20 años U = presión de poros disipada en 20 años.Ufinal = Uo + a y - U20 años tU0v final = airexc + tOrv - Ufinal51) = AH Cr log ( 0v final/Orvexc)
1 + eo
Se consideraron pilotes de madera de 8.0 y 12.0 m de longitud con un cabezal deconcreto de 2.0 m. El cálculo de los incrementos de esfuerzos producidos por ungrupo de pilotes de 10.0 y 14.0 m de longitud efectiva respectivamente, quetoman en cada caso la misma carga total, se hizo utilizando el método de León-Resendiz medio de una solución sistematizada. Para el cálculo de losesfuerzos se supuso que en todo el pilote se desarrolla la totalidad de laresistencia disponible por fricción, y la carga última por la punta. Esta es lahipótesis más probable debido a la magnitud de los asentamientos que sufriríanlos pilotes, del orden de 10 cm,frente a la deformación, necesaria para desa-rrollar toda su capacidad, cercana a 1.5 cm.
Con los cambios de esfuerzos calculados se utilizó un procedimiento análogo alseguido para la placa con el fin de evaluar los asentamientos por consolidacióna largo plazo. Estos resultaron de unos 12.5 cm para los pilotes de 14 m y 13.3cm para los de 10.0 m. El asentamiento elástico inmediato en ambos casos puedeser de 2.5 cm.
En este caso, tanto para los pilotes de 10 m como de 14 m, la placa seriabásicamente similar a la de la solución de placa sola, y el factor de seguridadestático promedio de 2.2 aproximadamente. Ambas alternativas llevan a losmismos asentamientos; se requerirían unos 215 pilotes de 10.0 m por edificio,colocados cada 1.60 m en cuadro, o 150 de 14.0 m colocados cada 1.90 m.
- Cimentación con placa y pilotes preexcavados de concreto, de 20 m delongitud.
Esta solución es similar a la de placa y pilotes de fricción de madera dado quebusca transmitir las cargas a estratos más profundos para reducir asentamientosa la par que refuerza la cimentación en lo referente a su capabidad de soporte.Se consideraron alternativas con pilotes de 0.40 y 0.60 m de diámetro nominal y20 m de longitud efectiva, de tal manera que fueran similares en cuanto acapacidad de soporte y asentamientos, dejando la posible selección de una uotra en función de su costo y facilidad de construcción.
El factor de seguridad promedio para estas alterantivas es de 2.4 y losasentamientos probables máximos a corto y largo plazo de 1.8 y 7.0 cm respec-tivamente. En este caso también los pilote; estarían trabajando al 100% de su
254.
255.
capacidad y la presión aplicada sobre la placa seria menor, por lo que la placapuede ser más económica que la requerida con los pilotes de madera.
Para el análisis del sistema placa-pilotes se utilizó un modelo de viga sobreapoyos elásticos representando el suelo y los pilotes por resortes (modelo deWinkler), con el fin de evaluar el efecto de las vigas de la placa sobre ladistribución de cargas en los pilotes. Posteriormente se analizaron los incre-
mentos de esfuerzos producidos por estos pilotes en el suelo y se calcularonlos asentamientos elásticos y por consolidación.
- Cimentación con placa y pilotes preexcavados de concreto de 28 m delongitud.
Esta alternativa consiste en la construcción de pilotes de unos 28 m de longi-
tud efectiva hasta alcanzar los primeros niveles de arena que aparecen a los 30m de profundidad. Serian pilotes de 0.6 m de diámetro, preexcavados y fundidosin-situ, los cuales trabajarían tanto por fricción como por punta. La capacidadóltima de estos pilotes es de unas 250 ton, por lo que estarían en capacidadde soportar las columnas más cargadas con un factor de seguridad muy cercano a
1.0, y entre 1.4 y 2.0 para las demás.
En este caso el factor de seguridad promedio para el sistema placa-pilotesseria aproximadamente 3.0 y los asentamientos elásticos a largo plazo seriandel orden de 1.0 y 3.0 cm respectivamente. La placa en este caso tambión podriaser más económica que en el de las alternativas con pilotes de madera.
- Alternativa con pilotes de 30 m de longitud.
Otra posible solución para la cimentación de los edificios es la de cimentarlas columnas sobre grupos de pilotes de 30 m de longitud efectiva que llegaríanhasta los estratos gruesos de arena que se encuentran entre 32 y 34 m deprofundidad. Estos pilotes trabajarian tanto por fricción como por punta y
serian la solución que tendría los menores asentamientos. Sin embargo, dadaslas características de los pilotes esta solución resultaría muy costosa.
Con base en el análisis tócnico y económico de las diferentes alternativas decimentación, se decidió adoptar una cimentacion con base en placa y pilotes de
concreto de 0.6 m de diámetro nominal y 20 m de longitud efectiva para la primeraetapa que constará de 5 edificios, pensando en optimizar el diseño para las
próximas etapas con los datos del comportamiento que presenten los edificios dela primera etapa.
6. COMENTARIOS FINALES
6.1
Características de las arcillas de la Formación Sabana y la práctica de laIngeniería de Cimentaciones.
Las arcillas blandas de la Formación Sabana constituyen el suelo de cimentaciónmás frecuentemente encontrado en Bogotá y en 11 se apoyan estructuras de todotipo y tamaño, se realizan excavaciones y se construyen pavimentos. Todas estasobras presentan exigencias de estabilidad y deformación que sólo se pueden satis-
256.
facer si se tiene un conocimiento adecuado de las características y propiedadesde los suelos que permitan predecir su comportamiento.
Por su origen lacustre y reciente y el gran espesor de los depósitos, estossuelos se caracterizan por una baja resistencia y alta compresibilidad, como seha indicado en el capitulo correspondiente. Sin embargo en la actualidad aán nose cuenta con un estudio sistemático de su mineralogía, ni con modelos completosde su comportamiento a la luz de las teorías y conceptos de la mecánica de suelosmoderna. Apenas se están dando los primeros pasos encaminados en dicho sentido.Una de las principales limitaciones para adelantar este tipo de estudios es la
falta de recursos económicos y técnicos dedicados a la investigación, ya que enlos estudios normales de ingeniería de cimentaciones, las condiciones del mercadoy la premura de los plazos generalmente no permiten hacer estudios detallados del
comportamiento de los suelos.
Otro aspecto importante que puede llevar a un mejor conocimiento de los suelos esel estudio del comportamiento de las estructuras ya construidas, aspecto éste quees frecuentemente subvalorado en nuestro medio, aún a pesar de que en la ciudad
se encuentran muchas estructuras con problemas por asentamientos totales y dife-renciales que han afectado su normal funcionamiento. Sin embargo es más frecuente
el caso contrario de soluciones de cimentación excesivamente conservadoras, lascuales resultan más difíciles de evaluar por la falta de una instrumentación
adecuada.
A pesar de que aún falta mucho del conocimiento básico del comportamiento de lasarcillas de Bogotá bajo carga estática, se puede decir que con la información
obtenida en estudios cuidadosos se logran buenas soluciones de cimentación.Existe sin embargo un desconocimiento casi total sobre el comportamiento diná-mico de estos suelos. Este es un aspecto importante que no se debe descuidardebido a la posibilidad de que la ciudad se vea afectada por movimientos sísmicoscuyo efecto muy seguramente estará altamente condicionado por la respuesta delsuelo, en forma similar a lo que sucede en el Valle de México. Debido al grandesarrollo que está experimentando la ciudad, este aspecto del comportamiento delos suelos se torna delicado y debe ser estudiado más profundamente para incluir-
lo en los diseños estructurales y en códigos locales de construcción de maneramás razonable.
Para cerrar este numeral es importante llamar la atención sobre una prácticaequivocada de la Ingeniería de Cimentaciones, principalmente la relacionada conedificaciones urbanas. Por falta de unos requisitos mínimos que deban cumplir los
estudios y la ignorancia de muchos empresarios sobre la importancia de aquellos,se ha desarrollado una competencia desleal o guerra de precios entre profesio-nales del área y como resultado, la falta de calidad de muchos estudios y lapoca credibilidad que se le dá a esta actividad de la ingeniería. Sorprende el
hecho de que muchos de los profesionales que subestiman la importancia de suprofesión, son ingenieros con títulos de postgrado en geotócnia otorgados poruniversidades de reconocido prestigio. ¿Debemos preguntarnos si hay fallas en la
enseñanza de la Geotecnia al no incluir en sus programas temas relacionados conla ática y la responsabilidad del ingeniero, o si es una consecuencia más del
subdesarrollo?.
257 .
6.2 Experiencias de cimentaciones en la ciudad
Cimentaciones profundas
El problema de la interacción pilote-suelo sigue siendo bastante complejo yaún no completamente entendido, por lo que el diseño de las cimentacionesprofundas depende en alto grado del criterio del ingeniero y la experiencialocal. Por otra parte, el diseño se ve muy influido por las técnicaspredominantes de construcción y los materiales empleados con ellas, los
precedentes que constituyen la experiencia local y consideraciones económi-
cas. Todo ello está determinado principalmente por el tipo de suelos que seencuentren en la región.
En Bogotá se han utilizado exitosamente las pilas excavadas a mano paracimentar edificios de gran altura en las zonas cercanas a los cerros, lle-
gando hasta las rocas subyacentes a traves de los depósitos del piedemonte.
En las zonas planas de la ciudad es frecuente el uso de pilotes de fricciónde madera para edificaciones medianas y los pilotes de concreto, generalmen-te preexcavados y fundidos en el sitio; solo ocasionalmente se utilizanpilotes de concreto prefabricados e hincados. En algunas oportunidades lospilotes trabajan tanto por fricción como por punta, cuando ésta penetra los
estratos de arenas que se encuentran intercalados entre las arcillas, adiferentes profundidades en algunos sectores.
La experiencia ganada en algunas pruebas de carga como las realizadas en elcaso del conjunto Bellavista 100, ha permitido establecer las siguientesconclusiones, referentes al comportamiento de pilotes en las arcillas deBogotá y a la ejecución e interpretación de las pruebas:
Si los resultados de un ensayo de carga se van a utilizar para evaluar lashipótesis o parámetros de diseño o para seleccionar el tipo de pilote ymétodo de instalación más eficiente, el pilote debe instrumentarse adecua-damente y en lo posible debe llevarse hasta la falla.
El procedimiento de ensayo propuesto como estándar por la ASTM no permitedefinir satisfactoriamente la curva carga-desplazamiento, debido princi-palmente al número muy limitado de puntos y al desplazamiento retardado
durante la aplicación de cada incremento. La experiencia indica que seobtienen mejores resultados con ensayos relativamente rápidos de carga
controlada, siempre que se reduzca la magnitud de cada incremento paraobtener un nuiiero suficiente de puntos y el tiempo de duración de cada
incremento se mantenga constante.
Los ciclos intermedios de descarga-recarga introducen distorsiones en lacurva carga-desplazamiento debido a cambios en la compresibilidad del
sistema suelo-pilote y a los esfuerzos residuales, que dificultan lainterpretación de los resultados. Los ensayos cíclicos solo se debenrealizar después de haberse terminado el ensayo normal y únicamente enpilotes instrumentados.
Los métodos convencionales para predecir la carga de falla conducen aresultados satisfactorios solo cuando la curva carga-asentamiento seaproxima a una asintota. En caso contrario los estimativos pueden resultar
totalmente errados y generalmente sobre-estiman la carga de falla.
258.
El método propuesto por Leonards y Lovell para evaluar el comportamientode pilotes hincados es relativamente sencillo y conduce a resultadosbastante confiables. El método puede extenderse al caso de pilotes pre-excavados, y permite además analizar independientemente tramos de pilotes.
La principal dificultad que se presenta en el análisis de transferencia decarga de pilotes pre-excavados en los que ha ocurrido una expansión signi-ficativa durante el vaciado del concreto, es la determinación de la formay dimensiones de la sección transversal y su variación con la profundidad.
Una dificultad adicional se presenta por las incertidumbres en el valordel módulo de deformación del concreto y su variación con la profundidad y
el nivel de esfuerzos.
En el ensayo de carga del pilote hincado se obtuvo un valor promedio de la
fricción lateral unitaria del orden de un 50% de la correspondiente alpreexcavado. Este hecho está en desacuerdo con lo encontrado por algunos
investigadores y con -la recomendación general de aplicar a la fricción
lateral unitaria un factor de reducción en el caso de pilotes pre-excava-dos. Se podría argumentar que para las arcillas de consistencia blanda amedia y relativamente sensibles, tipicas de la Formación Sabana, duranteel proceso de hinca se produce una disminución apreciable de la resisten-cia al corte del suelo debido principalmente al efecto de remoldeo y a las
presiones de poros inducidas.
En el caso del pilote pre-excavado, la expansión registrada durante elvaciado del concreto, tuvo que producir una compresión lateral importante
en el suelo y excesos de presión de poros. Con el tiempo el suelo seconsolidó bajo un nuevo estado de esfuerzos y su resistencia al corteaumentó significativamente, por lo menos en las vencidades del pilote.
El problema de interacción suelo-pilote es más complejo en el caso degrupos de pilotes y por lo tanto debemos ser cuidadosos al extrapolar losresultados de un ensayo de carga en un pilote para interpretar el compor-
tamiento de las cimentaciones profundas.
Excavaciones con sistemas de contención anclados
Los muros de contención anclados se han constituido en una técnica atracti-
va para soportar las paredes de las excavaciones en la construcción de la
sub-estructura de los edificios, gracias a sus ventajas frente a los métodostradicionales de apuntalar estructuras. El hecho de permitir que el personaly la maquinaria se desplacen en el interior del recinto, libres de lasincomodidades y limitaciones a las que se ven sometidos cuando se empleanotras técnicas de contención y la garantía de estabilidad que se logra me-diante este sistema, se constituyen en sus ventajas más significativas.
De acuerdo con la experiencia ganada en varios proyectos en Bogotá se puedenformular las siguientes observaciones:
- Si bien es cierto que los muros pantalla y de concreto proyectado son losmás utilizados hasta ahora en nuestro medio, esto no implica que se des-carte el empleo de otros tipos de mur( ,, entre los cuales, para propósitos
temporales, el de pilotes alistonados con :ladera parece ser el más eco-
259.
nómico, en lugares donde las condiciones del sitio permitan su ejecución.Otro tipo de muro como el utilizado en el caso del Edificio de OficinasBavaria, con anclajes pasivos de tipo aguja, ha sido utilizado con éxitoen Europa y Estados Unidos. En dicho caso resultó ser la alternativa máseconómica y presentó un comportamiento muy satisfactorio.
En el cálculo de las presiones de tierras, existe una gran disparidad decriterios, debido a las incertidumbres involucradas en su evaluación. Porlo tanto, a no ser que se realice una investigación detallada, para efec-tos de diseño es suficiente adoptar cualquiera de las simplificaciones
empíricas reportadas en la literatura de acuerdo con el tipo de sueloexistente, ya que cada autor ha empleado sus respectivos diagramas conresultados aceptables. No obstante es necesario establecer cual de todos
ellos se ajusta más a las condiciones locales de la obra.
Luego de analizar la información relacionada con el diseño, se puedeasegurar que en este aspecto aun se encuentran muchas deficiencias teóri-
cas, principalmente en lo concerniente a la determinación de la capacidadde carga del bulbo. Sin embargo, por más de que se realicen investiga-ciones y refinamientos teóricos, es muy dificil establecer expresionesnuméricas que permitan estimar con gran precisión la capacidad de cargadel bulbo, debido a los múltiples factores que influyen en tal estimación.En este tópico es de vital importancia la experiencia del diseñador, delconstructor y de otras personas que participan en el proyecto.
Para poder definir muchos aspectos en la etapa del diseño, se requiere unagran coordinación entre el diseñador y el constructor. En las incertidum-bres se combinan muchos factores, entre los cuales los más significativosson: discontinuidad y heterogeneidad del material donde se localiza elanclaje, magnitud y distribución de las presiones de tierra, forma real
del bulbo, influencia de la presión de inyección, etc. Son tantas lasincógnitas que en muchps casos la longitud del tramo inyectado es estable-cida por el constructor, con base en la experiencia acumulada y en las
observaciones hechas durante la obra. Además, esta experiencia lo convier-te en la persona más autorizada para fijar paraihetros como la presión d.inyección y forma de inyectar la lechada.
Una vez entendidos los alcances del tensionamiento y las pruebas de los
anclajes, se puede deducir que estas dos actividades son de vital impor-tancia, ya que verifican la seguridad local del sistema al comprobar lacapacidad de los anclajes, antes de incorporarlos al proyecto. Por otro
lado, la información que se pueda obtener, su validez y precisión, dependeen gran parte de la experiencia, técnica y conocimiento de las personasencargadas de ejecutar dichas pruebas.
Al co2parar los muros de concreto proyectado y los de pantalla, se puededecir que los primeros requieren menor cantidad de materiales y equipos, yademás involucran menores costos en su construcción, particularmente enexcavaciones profundas. Sin embargo no debe olvidarse que su uso estálimitado por los problemas de falla de base, los cuales son fáciles desolucionar al emplear muros diafragma. Por otra parte, en las arcillasblandas solo se pueden construir muros diafragma preexcavados y fundidosen el sitio, para garantizar la estabilidad de excavaciones profundas,especialmente en zonas donde son críticos los problemas de interacción con
estructuras vecinas.
260.
En vista de que el empleo de muros atirantados como una alternativa de
contención es relativamente reciente en nuestro medio, seria convenienteque en cada trabajo se contemple un buen programa de ensayos de campo, que
suministre una adecuada información acerca del comportamiento del anclajeen el tipo dd suelo existente. En lo posible deben programarse las pruebasvariando las características del anclaje, la presión de inyección, el
método de perforación, etc. Si bien es cierto que esto incrementaría loscostos, puede decirse que los aportes que se obtienen justifican la inclu-sión de estas pruebas en un proyecto dado. Los resultados obtenidos debi-damente divulgados, no sólo sirven para alcanzar un diseño más seguro yeconómico, sino que también proporcionan una información suficiente, enca-minada a la conformación de un banco de datos, el cual contribuiria tantoal diseño de futuros proyectos como al avance y desarrollo de los conoci-mientos existentes en la actualidad.
En las pruebas de campo es necesario incluir una adecuada instrumentaciónde la pantalla anclada con el propósito de obtener registros que midan elcomportamiento del sistema, y asi verificar las suposiciones de cálculo,comprobar la bondad del método constructivo; se detectan los fenómenosadversos y su naturaleza, se evitan los sobrediseños involucrados alemplear factores de seguridad hasta ahora no comprobados y se aportanherramientas de juicio para futuras obras. A pesar de los grandes benefi-cios que da la instrumentación, desafortunadamente en la práctica no sedestina un presupuesto adecuado para este renglón, porque se piensa quelos beneficios obtenidos no justifican el incremento en los costos.
Con respecto a la predicción de las deformaciones de los muros de conten-ción atirantados, los métodos existentes en la actualidad aón no son muy
confiables y deben mejorarse con el fin de estimar de una forma aceptablelas deformaciones reales de la estructura.
Seria conveniente realizar investigaciones detalladas en los siguientespuntos:
. Influencia del método de perforación y presión de inyección en elcomportamiento del anclaje.
. Incidencia del pretensionamiento de los'anclajes en las deformacionesocurridas en la masa de suelo y en la magnitud y redistribución de laspresiones de tierra.
. Influencia de los anclajes adyacentes en la capacidad de carga.
Seria de gran utilidad desarrollar métodos numéricos y gráficos que permi-tan estimar tanto la carga última como las deformaciones necesarias paraalcanzarla, sin necesidad de llevar los tirantes hasta la falla.
AGRADECIMIENTOS
Es poco frecuente en nuestro medio que en el desarrollo de proyectos de construc-ción de vivienda se proporcionen los recursos económicos y el tiempo necesario
para adelantar estudios con carácter investígativo, que exceden a la practica
261.
usual, cuyos resultados pueden significar economías posteriores en la obra ydesde luego contribuyen al avance de la ingeniería. Por esto, va el reconocimien-
to de los autores a las siguientes personas y entidades que facilitaron losrecursos y la información en los diferentes proyectos que se describen en eltrabajo:
SUBSUELOS S.A., en particular al Ing. Diego Sanabria, quienes participaron enlos proyectos Bellavista 100, Banco de Crédito y Edificio Bavaría, prestando
siempre todo su apoyo para la realización de las pruebas y mediciones y laejecución de las obras.
Construcciones Bellavista Ltda., especialmente a su Gerente el señor HernandoSoler Duarte, quienes patrocinaron la investigación con las pruebas de carga depilotes.
Al Ing. Jorge Segura Franco, quien brindó todo su concurso y aportó conceptostécnicos valiosos en el proyecto BellaVista 100.
A Soletanche Enterprise y Cimesa de Bogotá, quienes participaron en el desarro-
llo del proyecto del Edificio del Banco de Crédito, y proporcionaron informa-ción técnica sobre las pruebas de carga de anclajes.
A Conconcreto S.A, y en especial al Ing. Hernado Morales, contratistas gene-rales del Edificio para oficinas de Bavaria, quienes en todo momento colabora-ron con el desarrollo de la solución planteada y el programa de instrumenta-ción.
A la Caja de Vivienda Militar por su autorización para el uso de la informacióndel Estudio de Suelos para el Proyecto Rafael Nuñez.
Finalmente el agradecimiento a los Ingenieros y Auxiliares de INGENIERIA YGEOTECNIA LTDA., en especial al Ing. Manuel García López por la revisión del
manuscrito y sus interesantes aportes y a María Mercedes de Rodríguez, GladysSegura y Miguel Torres quienes tuvieron a su cargo las labores de dibujo.
BIBLIOGRAFIA
Armenta, E., Montalvo, I., (1983) "Muros de contención anclados comosoporte para excavaciones", Proyecto de Grado en Ingeniería Civil,Universidad de La Salle, Bogotá.
-. Atkinson J.H., Bransby, P.L., (1978) "The Mechanics of Soils - An intro-ductíon to Critical State Soil Mechanics", Mc.Graw - Hill, Londres.Bruce D.A., Jewell, R.A., (1986) "Soil Nailing: Applications andPractice - Part 1", Ground Engineering Vol. 19 No. 8.
Bruce, D.A., Jewell, R.A., (1987), "Soil Nailing: Aplications andPractice - Part 2", Ground Engineering Vol. 20, No. 1.Cartier, G., Gigan, J.P., (1983) "Experiments and observations on soilnailing", Proc. 8th Europa Conf. Soil Mech. Found. Engg, 473-476,Helsinki.Castro E., Gonzalez J., Tarazona P., (1974) "Análisis comparativo delas características físicas de los suelos de la ciudad de Bogotá",Proyecto de Grado en Ingenieria Civil, Universidad Nacional de
Colombia, Bogotá.
262.
Cimesa de Bogotá - Subsuelos S.A., (1983), "Tirantes de prueba Edificio Bancode Crédito", Informe Técnico, Bogotá.Código Colombiano de Construcciones Sismo-resistentes, Decreto 1400 de Junio
de 1984.Cortes A.M., Sanchez, F. (1982) "Métodos de análisis para ensayos de compre-sión axial en pilotes", Proyecto de Grado en Ingeniería Civil, Universidad de
La Salle, Bogotá.Espinosa, A., Arrieta, A., (1975), "La arcilla de Bogotá como material deIngeniería", Anales de Ingeniería Vol. 83, No. 788, Bogotá.
Espinosa, A., (1976), "Algo más sobre la Arcilla de Bogotá", Primeras JornadasGeotécnicas , Sociedad Colombiana de Ingenieros, Bogotá.Espinosa A., (1983) "Tectónica y Riesgo Sísmico - La Placa de Macondo enColombia y Venezuela", Quintas Jornadas Estructurales, Sociedad Colombiana de
Ingenieros, Bogotá.Estrada G. y Ramírez J.E., 1977, "Mapa de riesgo sísmico para Colombia",
Instituto Geofísico de los Andes Colombianos, Universidad Javeriana, Bogotá.Fellenius B. "The Analysis of Results from Routine Pile Load Tests" Preprint,1980.Figueroa, M., Tobón, H., Henriquez, E., (1979) "Características de lasarcillas de la Formación Sabana", Proyecto de Grado en Ingeniería Civil,Universidad de La Salle, Bogotá.Focht, J.A., O'Neill, M.W., (1985), "Piles and other deep foundations". Proc.llth Intl. Conf. Soil Mech. Found. Engg, 187-209 San Francisco.García L., Sarria A., Espinosa A., Bernal C., Locatelli M., (1984) "Estudiogeneral del riesgo sismico de Colombia", Asociación Colombiana de Ingeniería
Sísmica, Bogotá.Gilloux, A., Notte, G., Gonin, H., (1983) "Experiences on a Retaining Struc-
ture by nailing in moraine soils", Proc. 8th Europ. Conf. Soil Mech. Found.
Engg. 499-502, Helsinki.Hernandez P., Uscátequi J., (1976), "Geología de un sector del área urbana de
Bogotá y sus posibles implicaciones geotácnicas", Proyecto de Grado enGeología, Universidad Nacional de Colombia, Bogotá.Hubach, E., (1957), "Estratigrafia de la Sabana de Bogotá y sus alrededores",
Boletín Geológico, Vol. V No. 2, Bogotá.Ingeniería y Geotecnia Ltda. (1981) "Estudio Preliminar de Suelos y Cimenta-ciones Complejo Bellavista 100", Construcciones Bellavista Ltda., Bogotá.Ingeniería y Geotecnia Ltda, (1983), "Memorias de cálculo, sistema de anclajes
edificio Banco de Crédito", Bogotá.Ingeniería y Geotecnia Ltda. (1983). Estudio de Suelos y Cimentaciones Comple-jo Bellavista 100", Construcciones Bellavista Ltda., Bogotá.Ingeniería y Geotecnia Ltda. (198)), "Sistema de contención con muros ancladospara la excavación para la subestructura del Edificio de Oficinas Bavaria,
Bogotá D.E.", Subsuelos S.A., Bogotá.Ingeniería y Geotecnia Ltda. (1987), "Estudio de Suelos y Cimentaciones Pro-
yecto Rafael Nuñez", Caja de Vivienda Militar, Bogotá.Jamiolkowski, M., Ladd, C.C., Germaine, J.T., Lancellotta, R., (1985), "Newdevelopments in field and laboratory testing of soils". Proc. llth. Conf. Soil
Mech. Found. Engg, 57-153, San Francisco.Jorge, G., (1969) "Le tirant IRP" VII Congreso de Mecánica de Suelos, México,
Conferencia 15.10.Jorge, G., (1982) "Anclajes postensados en suelos residuales aluvionales",
Sociedad Colombiana de Geotecnia, Bogotá.Kézdi A. (1976)"Filosofia de las Cimentaciones Profundas", Tercera ConferenciaNabor Carrillo, Sociedad Mexicana de Mecánica de Suelos, Guanajuato, México.
263.
Ladd, C.C., Foot, R., Ishihara, K., Shlosser, F. y Poulos, H.G. (1977),"Stress - deformation and strength charecteristics: State of the Art report",Proc. 9th Int. Conf. Soil Mech. Found. Engg, 421-494, Tokyo.Lambe, T.W. and Withman, R.V. (1969), "Soil Mechanics", Wiley, Nueva York.Larsson R. (1980), "Undrained Shear Strength in Stability Calculation ofEmbankments and Foundations on Soft Clays", Canadian Geotechnical Journal, No.4.León J.L., Resendiz D., (1979) "Cálculo de asentamientos de cimentacionessobre pilotes de fricción", Universidad Nacional Autónoma de México, Institutode Ingeniería, No. 420, México.
Leonards G.A., Altschaefl, A.G. (1964), "Compressibility of Clay". JSMFD,ASCE, No. SM5.Leonards G.A. y Lovell C.W., (1979) "Interpretation of Load Tests on HighCapacity Driven Piles". Behavior of Deep Foundations, ASTM STP 670, RaymondLundgren, Ed., American Society for Testing and Materials.Mesri G. (1975). "Discussion of new Design Procedure for stability of softclays". JGED, ASCE, GT5.Mesri, G., Goldewski, P.M. (1977). "Time and stress compressibilityinterrelationship", JGED, ASCE, GT5.Mesri, G. and Choi, Y.K., (1985) "The uniqueness of the end - of - PrimaryVoid Ratio - Effective Stress relationships", Proc. llth Int. Conf. Soil Mech.Found. Engg., San Francisco.Moya J.E., (1977),"Predicción de asentamientos", Segunda Semana de Ingeniería,
Universidad Santo Tomás, Bogotá.-.Moya J.E., (1977), "Incertidumbres en Ingeniería de Fundaciones", Segunda
Conferencia Regional de Geotécnia, Universidad Industrial de Santander,
Bucaramanga.Moya J.E., (1978), "Objetivo y alcance de la invéstigación del subsuelo".
Cursillo de Cimentaciones para Arquitectos e Ingenieros de la Construcción,Sociedad Colombiana de Ingenieros, Bogotá.Moya, J.E., (1982) "Ensayos de carga en pilotes instrumentados", SegundoSeminario de Geotecnia, Asociación Costarricense de Mecánica de Suelos eIngeniería de Fundaciones, San José de Costa Rica.Pennington, W., (1981) "La Subducción de la Cuenca Oriental de Panamá y la
sismotectónica del Noroeste de Suramerica", Proyecto Nariño, InstitutoGeofísico de los Andes Colombianos, Universidad Javeriana, Bogotá.Poulos, H.G. and Davis, E.H. (1974). "Elastic solutions for soil and rockmechanics", John Wiley, New York.Poulos H.G., and Davis E.H., (1980) "Pile foundation analysis and design",
John Wiley, New York.Ramirez J.E., (1975), "Historia de los Terremotos en Colombia", InstitutoGeográfico Agustín Codazzi, Bogotá.Roberto Maldonado y Cia Ltda. (1982), "Estudio de Suelos Edificio Banco deCrédito, Calle 28 Carreras 6a y 7a", Banco de Crédito, Bogotá.Roberto Maldonado y Cia Ltda., (1986) "Estudio de Suelos Edificio de Oficinas
de Bavaria", Bavaria S.A., Bogotá.Sarria A., Bernal C., Echeverri D., (1980) "Estudio Preliminar de Riesgo
Sísmico en Colombia en base a curvas de iso-aceleración", Segundo SeminarioColombiano de Geotecnia, Bogotá.Schofield, A.N. and Wroth, C.P. (1968), "Critical State Soil Mechanics",
Mcgraw Hill, Londres.Soletanche, (1977) Informaciones Técnicas. Boletines No. 9 y 10. Revista No.
2Subsuelos S.A., CIMESA Bogotá, (1982) "Análisis de muros de sostenimiento,
Edificio Banco de Crédito", Nota Técnica, Bogotá.
264.
Subsuelos S.A. (1983) "Obra Banco de Crédito", Reporte interno, Bogotá.Tavenas, F. and Leroueil, S. (1977). "Effects of stresses and time on yieldingof clays". Proc. 9th Int. Conf. Soil Mech. Found. Engg, 319-326, Tokyo.Tomlinson M.J., (1977) "Pile design and construction practice", London:
Viewpoint.Van der Hammen T., y Gonzalez E., (1961) "Upper Pleistocene and Holocene
Climate and Vegetation of the Sabana de Bogotá, Colombia", Geologische
Medelingen, Vol. 25.Vésic, A.S., (1977), "Design of Pile Foundations. Synthesis -of HighwayPractice No. 42", National Cooperativa Research Program/Highway Research
Board, Washington D.C. •Victor Romero y Cia., (1982) "Estudio Preliminar de Suelos y CimentacionesProyecto Terrazas de el Salitre", Rafael Nuñez, Caja de Vivienda Militar,
Bogotá.Weatherby, D.E., (1981) "Permanent ground anchors", U.S. Department ofTransportation, Federal Highway Administration, Washington D.C.Wroth, C.P., Houlsby, G.T., (1985) "Soil Mechanics - Property characterízationand analysis procedures% Proc. llth Int. Conf. Soil Mech. Found. Engg, 1-55,
San Francisco.
265.
VIII CPMSIF-PCSMFE, 16 - 21 AGOSTO 1987, CARTAGENA-COLOMBIA
Relatoría de la Sesión IIIReport on Session III
Luis Llach CorderoViceministro de Obras Públicas, Ministerio de Obras Públicas y Transportes, San José, Costa Rica.
•
REFLEXIONES SOBRE LA SESION III
Los trabajos presentados en esta Sesión, muestran en su mayoría la apli-cación de modelos matemáticos a problemas geotécnicos, soportados por ensayosa escala, que permiten verificar y optimizar los cálculos matemáticos.
Se percibe en la mayoría de los trabajos una inquietud de no quedarsesolo en el desarrollo de programas de computadora, sino también en darles unaaplicación práctica soportada sobre modelos ejecutados a escala o usando ins-trumentación-en obras construidas o en construcción.
Estas metodologías promueven la optimización del diseño y de los métodosde construcción.
Es evidente que dos herramientas que se han desarrollado mucho en la úl-tima década como son la computadora y la instrumentación, se han utilizadoeficientemente en el desarrollo de los trabajos presentados. Esto implica unaporte al avance tecnológico importante, ya que aunque algunos de los temasse podrían considerar exhaustivamente estudiados presentan enfoques diferentesy solución de problemas específicos, generados por la necesidad de optimizartécnica y económicamente las soluciones.
Es importante resaltar cómo proviniendo los trabajos de diferentes par-tes del mundo, hay urja coincidencia en cuanto al • nivel de tecnología usada yel desarrollo de los temas. Existe una preocupación similar en cuanto al re-finamiento y detalle de los análisis aplicados a problemas prácticos.
Este afán de optimización es provechoso a nivel internacional, ya quepermite desarrollar inquietudes en investigadores que tienen problemas simi-lares.
Considerando la geotecnia como una tecnología en actual desarrollo ace-lerado principalmente por los avances en la informática, instrumentación ymetodologías de laboratorio, es de esperar trabajos del tipo presentado a es-te congreso. Esta conyuntura deja por fuera a trabajos puramente de ordenteórico o de tipo descriptivo.
266.
Trabajo de Relatoria
Conferencias impares
1 - 3 - 5 - 6 - 8 - 11 - 12
Sesión III
Cimentación y Estructuras de Contención
Conferencia N° 1
Una aplicación del método de Sokolovski en ordenaro
Autor: Sr. Alfaro López
Asistente de Investigaciones, División Geotécnica de Carreteras.
Departamento de la Red de Transportes. Laboratorio Nacional de
Ingeniería Civil.
Lisboa - Portugal
Se refiere a la aplicación computarizada del Método de Sokolovski, para el cál-
culo de presiones activas de suelos, sobre muros de contención rígidos.
El método de Sokolovski es un método altamente matemático aplicado en suelos
y que sirve para determinar algunas características mecánicas de los mismos
como son presiones, capacidades de soporte, ángulos de estabilidad, etc.
Dada la alta complejidad matemática para desarrollar el método por los proce
dimientos normales y poder determinar alguna característica físico-mecánica
del suelo es que se ha desarrollado esta aplicación computarizada.
La aplicación básica del programa es determinar presiones del suelo aplicadas
a muro' s de contención rígidos, con la limitación de que deben ser suelos con
cohesión y ángulo de fricción interna.
Este programa implica la necesidad de conocer algunos parámetros como son:
267.
Tipos de carga en KN/m2
Peso específico del suelo en KN/m2
Cohesión del suelo en KN/m2
Angulo de fricción interna en radianes
Angulo de inclinación del muro de retención con referencia al eje de
las XX, en radianes
Coeficiente de fricción - suelo-pared en radianes
Altura del muro en metros
Determinación del bulbo de esfuerzos(# de líneas de deslizamiento)
necesarios para determinar el desarrollo del programa. Permite conocer, a
través de un procedimiento muy rápido y versátil cual es la influencia que pue
de tener cualquier variación en las características físico-mecánicas del suelo
y su respuesta en la determinación de esfuerzos, así como la variación en la
determinación de presiones de suelo para diferentes situaciones de solicita
ción o aplicación de cargas.
Conferencia .3
Análisis teórico del comportamiento de anclajes.
Autor: J. F. Castellanos
Ingeniero Civil, Estudiante de Postgrado en Geotecnia
Universidad Nacional de Colombia
Con el objeto de evaluar el comportamiento de anclajes cilíndricos utilizados
en excavaciones soportadas con tendones, se desarrollaron programas de com
putador, los cuales utilizan la técnica de los elementos finitos. Con base en
estos programas se llevó a cabo una evaluación a partir de la cual se establecen
268.
algunas conclusiones de interés práctico en relación con el tema de los anclajes.
Este análisis nos presenta los diferentes comportamientos de esfuerzo-deforma
ción en interacciones anclaje-tendón, y anclaje suelo, haciendo análisis lineales
elásticos y análisis no lineales.
En el caso de anclaje-tendón, se estudiaron dos casos:
Distribución de esfuerzos cortantes con extremo del tendón rodeado de concreto
y en el segundo caso, se consideró el extremo del tendón, no rodeado de concre
to, indicándose mayores concentraciones de esfuerzo en la parte superior del -
tendón, en relaciones de 3.0 a 3.5 veces el esfuerzo promedio de corte, lo cual
es muy importante considerado en el valor del factor de seguridad a tenerse en
cuenta.
En relación con el contacto anclaje-suelo, la distribución de esfuerzos es unifor
me en la interfase anclaje-suelo, hecho también observado por Littlejon en 1980.
Para obtener eficiencia de casi un 100% en grupos de anclajes, debe establecer-
se una separación mínima que depende de factores geométricos, de esbeltez del
anclaje y de la relación de Poisson.
Es conveniente establecer longitudes mínimas para tendones que podría ser del
orden de 30'.
Esta experiencia, nos permite, no sólo corroborar la utilización del método del
elemento finito en el análisis de esfuerzos, anclaje-tendón, anclaje-suelo, sino
poider llegar a determinar especificaciones de diámetro-anclaje, longitud-ten -
dón, diámetro-tendón, para los diferentes usos de anclajes en solución de pro -
blemas geotécnicos.
269.
Conferencia N° 5
Recuperación de Fundaciones - Caso Histórico
Autor: A. J. da Costa Mines
Profesor Emérito de la Universidad Federal de Río de Janeiro
Presidente del Consejo de Administración de Tecnosolo S. A.
Esta exposición presenta un método para estabilizar asentamientos de una funda
ción de tanques elevados de almacenamiento de alumino hidratado al lado de
áreas densamente pobladas. Esta solución representa un cambio en la filosofía
del diseño convencional de fundaciones, a través del proceso de insertar pila -
res a presión en el suelo de pequeño diámetro a través de la fundación y por -
métodos de interfase industrial.
Conferencia N° 6
Fundación poco profunda de arcilla con capas de Geotextile.
Autor: B. M. Das
Profesor, Deparramento de Ingeniería Civil, Universidad de Texas.
Este trabajo presenta las mejoras en capacidad de soporte de fundaciones so -
bre suelos saturados arcillosos reforzados con geotextiles de polipropleno. -
Los resultados del modelo presentan un incremento en dicha capacidad de so -
porte para aquellas estructuras reforzadas a 0.3 veces la primera capa del an
cho de la fundación. La máxima eficiencia se obtiene cuando se colocan capas
a mínimas longitudes.
La capacidad última de soporte con suelo reforzado con capas de geotextil se
mide a través del (CBR) bearing-capacity ratio - fórmula propuesta por Bin
quer y Lee (1975):
270.
B C R - qu (reforzado) qu (no reforzado)
El incremento de este valor dependerá de:
n = cantidad de capas de geotextil
T/B = radio (f = espacio centro a centro de capas y B = lado de la placa)
L/B = radio: L = ancho lateral de las capas
h/B = (distancia de la parte inferior de la placa a la primera capa)
Este trabajo de laboratorio, muestra la posibilidad de mejorar la condicion de
un suelo (arcilloso-saturado) con el uso de geotestiles.
Conferencia N° 8
Capacidad Portante'de Pilares Hormigoneados Bajo Bentonite
Autor: L. Decourt
Director, Luciano Decourt Engenheiros Consultores Ltda.
Brazil - Sao Paulo
Este trabajo presenta un método para estimar la capacidad soportante de pila-
res colocados a diferentes distancias. Ha sido probado en la realidad. En los
últimos anos se ha probado su aplicación en suelos bentoníticos, cuyo trabajo
se presentó.
El autor propone como muy importante la determinación de la capacidad última
del pilote de prueba.
Se propone la expresión:
Qall = QP 91 Para suelos bentoníticos4 1.3
271.
QS = Fricción último lateral
qs = N + 1 (T /m2) N = # de golpes3
Qp = punto de capacidad última (depende del tipo de suelo)
Esta expresión extrapola las capacidades últimas del grupo de pilares. Se pre
senta la participación tanto del diámetro como la longitud del pilote.
Conferencia N° 11
Excavación para el nuevo teatro argentino en La Plata
Autor: E. Núñez - Ingeniero Civil
Profesor en UBA - UCA
Buenos Aires
Este trabajo presenta la excavación en planta cuadrada de 120 m de lado y pa-
redes verticales de 22 ó 24 m de profundidad. Sub-suelo limo-arcilloso de
origen eólico, preconsolidado por desecación. Sustituye métodos contemporá-
neos temporales por sistemas fijos que no sólo funcionan como muro de conten
ción sino además de sistemas seguros.
El sistema empleado sustituyó con ventaja a otros sistemas convencionales mo
denlos que emplean pantallas de hormigón armado construidas en sitio y ancla
jes activos pretensados. Estas técnicas requieren equipos especiales y expe -
riencia calificada y, en este caso, no fueron exitosas en la compulsa económi-
ca efectuada entre estos sistemas y el aquí descripto. El sistema empleado se
ejecutó con medios locales muy simples y resultó mucho más económico que
otros internacionalmente disponibles y usuales.
272.
Conferencia N° 12
Sobreelevación de la Cortina de el Infiernillo
Autor: E. Senties A.
Comisión Federal de Electricidad
México, D. F.
Resumen.
La necesidad de contar con una mayor regulación de avenidas en el embalse de
la presa El Infiernillo para evitar riesgos a las instalaciones existentes aguas
abajo, planteó la conveniencia de sobreelevar la corona de la presa de la eleva
ción 180.00 a 183.00.
Se describe la solución adoptada, la cual consistió en prolongar el núcleo im -
permeable de la elevación 174.5 a 180.0 y sobreelevar la cortina mediante un
terraplén confinado por dos muros de gaviones metálicos.
Asimismo, se presenta el procedimiento constructivo y los registros de asenta
mientos medidos en la cortina antes y después de la sobreelevación de la presa.
Introducción.
La Central Hidroeléctrica El Infiernillo se localiza sobre el río Balsas, a
68 km de su desembocadura, entre el límite de los estados de Guerrero y Mi -
choacán, y a 300 km al suroeste de la Ciudad de México. Aguas abajo se encuen
tra la Central Hidroeléctrica La Villita y la zona industrial de Lázaro Cárde -
nas (Michoacán). Es por esto, que el aspecto del control de avenidas tiene una
extraordinaria importancia.
La planta de generación cuenta con 920 MW de potencia instalada, el volumen
de almacenamiento del vaso es de 12 x 10 9 m 3 y la capacidad de descarga del
vertedor es de 13.400 m3/s. En la Mg. 1 se presenta una vista en planta de I F
presa.
BIBLIOGRAPHY
BALAY, J.,R.FRANK, L.HARFOUCHE (1982) - "Programme DENEBOLApour le calcul des souténements par la méthode desmodules de réaction" - Bulletin de Liasion desLaboratoires des Ponts et Chaussées- juillet aoüt.1982 - Paris.
CHING, H.P.(1985) - "Programa para Determinagáo de esforgossolicitantes em sistemas decontengSode valas" - M. Sc.Thesis - Escola Politécnica daUniversidade de Sáo Paulo.
DECOURT, L. (1982) - "Prediction of the bearing capacity ofpiles based exclusively on N values of the SPT" - 2naEuropean Symposium on Penetration Testing - Amsterdam.
FAGES, R., C.BOUYAT (1971) - "Calcul des rideaux de paroismoulées ou de palplanches. Modéle mathématique intégrantle comportement irréversible du sol en état élasto -plastique" - in "Travaux", octobre 1971.
MAFFEI, C., R.ESQUIVEL, R.OLIVEIRA (1977a) - "A model forcalculating earth - retaining structures" InternationalSymposium on Soil Structure Interaction - Roorkee, India.
MAFFE1, C., J.ANDRÉ, S.CIFU (1977b) - "Methods forcalculatin g braced excavations" - International Symposiumon Soil Structure Interaction - Roorkee, India.
SOARES, M.M. (1971) - "Problemas do estado de equilíbriolimite nos solos: seu estudoe sua programagáo" - M.Sc.Thesis - COPPE - Universidade Federal do Rio de Janeiro.
SOKOLOVSKI, V.V. (1960) - "Statics of soil Media" -Butterworths Scientific Publications - London.
g. SOKOLOVSKI, V.V. (1965) - "Statics of Granular Media" -Pergamon Press - London.
273.