Cimentaciones en las laderas de Lima 1. INTRODUCCIÓN 2. RESUMEN 3. OBJETIVOS 4. ASENTAMIENTOS HUMANOS EN LAS LADERAS a. Ubicación geográfica b. Datos demográficos 5. TEORÍA DE CIMENTACIONES a. Capacidad portante de suelos b. Estructuras de contención c. Características d. Presión lateral de suelos i. Teoría de Rankine ii. Teoría de Coulomb iii. Teoría de Mononobe-Okabe e. Uso de programas para diseño geotécnico i. Slide 5.0 ii. Slope/W iii. MacStar2000 6. CIMENTACIONES EN LAS LADERAS DE LIMA a. Cimentación con muro tipo piedra pirca b. Cimentación superficial c. Cimentación profunda 7. CONCLUSIONES 8. BIBLIOGRAFÍA
CABALLO CABALLO CABALLO CABALLO CABALLO LUIS LUIS LUIS SOTO SOTO SOTO SOTO SOTO SOTO PEDRO PEDRO PEDRO
1. INTRODUCCIÓN La cimentación de una edificación es una de las partes más importantes de todo proceso constructivo. Actualmente se cuenta con una amplia normatividad que busca garantizar el buen comportamiento de una cimentación brindando la seguridad a la edificación que no colapse. En nuestra ciudad en particular, la construcción de una cimentación adecuada implica una gran inversión económica que, lamentablemente para la mayoría m ayoría de ciudadanos, muchas veces es casi imposible conseguirla por la precariedad económica de las familias ocupantes de los asentamientos humanos, por lo que se tienen que ver en la necesidad de emplear materiales inadecuados y peor aún materiales de relleno así como una deficiencia en la técnica en vista de no contar con los medios suficientes para contar con la asesoría técnica necesaria.
2. RESUMEN La problemática de las viviendas informales en lima es un problema latente. Estas viviendas se agrupan en asentamientos humanos que se ubican principalmente en las laderas de los cerros. Con la certeza de que este problema va persistir por mucho tiempo, es necesario saber de qué forma se han construido estas viviendas y sobre todo la cimentación de estas. Primero mostraremos la ubicación de estas viviendas y las características de estos, apoyándonos en cuadros estadísticos que nos muestran como se llegó a este punto a lo largo de los años. Luego se desarrollará la parte teórica que nos ayudara a analizar el tipo de cimentaciones de los asentamientos humanos, así como los programas que permiten analizarlos de forma más eficiente. Por último, se abarcará las cimentaciones que se realizan en los asentamientos humanos, que como se dijo se ubican principalmente en las laderas de Lima.
3. OBJETIVOS Analizar el problema problema de la construcción informal en Lima Metropolitana. Aprender los parámetros de análisis de una cimentación. Mostrar la diferencia entre una cimentación en un suelo plano plano y una cimentación en una ladera. Analizar las cimentaciones de las laderas de Lima.
4. ASENTAMIENTO ASENTAMIENTOSS HUMANOS EN LAS LADERAS En los últimos 40 años se ha venido dando el fenómeno de la migración desmedida de provincias hacia la ciudad de Lima, sobre entre los años de 1970
1. INTRODUCCIÓN La cimentación de una edificación es una de las partes más importantes de todo proceso constructivo. Actualmente se cuenta con una amplia normatividad que busca garantizar el buen comportamiento de una cimentación brindando la seguridad a la edificación que no colapse. En nuestra ciudad en particular, la construcción de una cimentación adecuada implica una gran inversión económica que, lamentablemente para la mayoría m ayoría de ciudadanos, muchas veces es casi imposible conseguirla por la precariedad económica de las familias ocupantes de los asentamientos humanos, por lo que se tienen que ver en la necesidad de emplear materiales inadecuados y peor aún materiales de relleno así como una deficiencia en la técnica en vista de no contar con los medios suficientes para contar con la asesoría técnica necesaria.
2. RESUMEN La problemática de las viviendas informales en lima es un problema latente. Estas viviendas se agrupan en asentamientos humanos que se ubican principalmente en las laderas de los cerros. Con la certeza de que este problema va persistir por mucho tiempo, es necesario saber de qué forma se han construido estas viviendas y sobre todo la cimentación de estas. Primero mostraremos la ubicación de estas viviendas y las características de estos, apoyándonos en cuadros estadísticos que nos muestran como se llegó a este punto a lo largo de los años. Luego se desarrollará la parte teórica que nos ayudara a analizar el tipo de cimentaciones de los asentamientos humanos, así como los programas que permiten analizarlos de forma más eficiente. Por último, se abarcará las cimentaciones que se realizan en los asentamientos humanos, que como se dijo se ubican principalmente en las laderas de Lima.
3. OBJETIVOS Analizar el problema problema de la construcción informal en Lima Metropolitana. Aprender los parámetros de análisis de una cimentación. Mostrar la diferencia entre una cimentación en un suelo plano plano y una cimentación en una ladera. Analizar las cimentaciones de las laderas de Lima.
4. ASENTAMIENTO ASENTAMIENTOSS HUMANOS EN LAS LADERAS En los últimos 40 años se ha venido dando el fenómeno de la migración desmedida de provincias hacia la ciudad de Lima, sobre entre los años de 1970
a 1990 como consecuencia de las reformas sociales y por la presencia del terrorismo en el interior del país. Esto originó que se crearan los ahora llamados Asentamientos Humanos, que se erigieron en la periferia y muchos de ellos sobre los cerros que circundan la ciudad tal y como se muestra en la figura. Estas zonas se fueron poblando sin ningún criterio técnico y sin el apoyo económico necesario para desarrollar programas de vivienda óptimos, lo que causó que se habilitaran terrenos especialmente sobre las laderas de los cerros, adecuándolos adecuándolos
con muros de piedra tipo pirca como lo solían hacer en sus zonas de origen. Estos asentamientos humanos se ubican en su mayoría en los siguientes distritos: Villa El Salvador, San Juan de Miraflores, Villa María del Triunfo, Ate Vitarte, Callao, Carabayllo, Comas, Independencia, Los Olivos, Puente Piedra, San Juan de Lurigancho, San Martín de Porres y Ventanilla; siendo los distritos de la parte norte donde hay más presencia de los asentamientos. A continuación, se muestra su ubicación geográfica.
4.1. Ubicación geográfica Los siguientes datos se han obtenido de la tesis:
studio “E studio
semi empírico de muros de piedra tipo pirca utilizados utili zados como cimentación de viviendas en AA. HH. de Lima Metropolitana” de la Ing. Dora Patricia De Los Ríos De La Roca. El área
de evaluación en donde se han desarrollado las investigaciones corresponde a 10 distritos ubicados hacia el Norte y Este de la Provincia de Lima tal y como se muestra. Los distritos en mención son los siguientes:
Ate Vitarte Callao Carabayllo Comas Independencia Los Olivos Puente Piedra
San Juan de Lurigancho San Martín de Porres Ventanilla.
DISTRITO
LIMITES NORTE
ESTE
SUR
Distrito de San Juan de Lurigancho
Distrito de Chaclacayo
Distrito de Cieneguilla y La Molina
Distrito de Ventanilla
Provincia de Lima y el Distrito de Carmen de la Legua Reynoso
Distritos de Bellavista y La Perla
CARACTERISTICAS OESTE Distritos de Santiago de Surco, San Borja, San Luis, El Agustino y Santa Anita
Ate Vitarte
Callao
Distrito de La Punta y el Océano Pacífico
-Se encuentra ubicado a 14 km. al Este de la ciudad de Lima, en la parte baja del valle del Río Rímac -Desde la década de 1980, Ate se convierte en uno de los principales focos receptores de la migración provinciana. - Esto trajo como consecuencia la urbanización de Ate y su integración al Aglomerado Urbano y la pérdida del territorio agrícola, de esta forma se instaló en la zona una emergente industria textil que produjo un proletariado que se asentó en el Barrio Obrero
- Llamado correctamente Callao Cercado y forma parte de los distritos pertenecientes a la Provincia Constitucional del Callao en la costa central del Perú
Carabayllo
Distrito de Santa Rosa de Quites en la Provincia de Canta
Distrito de San Juan de Lurigancho
Distrito de Comas
Distritos de Puente Piedra y Ancón
- El distrito de Carabaillo se localiza al Norte de la Ciudad de Lima a ambas márgenes del Río Chillón. - Carabayllo es una zona de reciente expansión de la ciudad - En la República este distrito estaba constituido por grandes haciendas y durante el siglo XX, las masivas migraciones provenientes principalmente de la sierra, poblaron inicialmente la margen derecha de la Av. Túpac Amaru (faldas y laderas de los cerros)
Comas
Distrito de Carabayllo
Distrito de San Juan de Lurigancho
Distrito de Independencia
Distritos de Los Olivos y Puente Piedra
Independencia
Distrito de Comas
Distrito de San Juan de Lurigancho
Distritos del Rímac y San Martín de Porres
Distrito de Los Olivos
- Está ubicado en el extremo norte de la Provincia - Este distrito fue una de las primeras invasiones organizadas que comenzaron a poblar la periferia de Lima Metropolitana - Por la década del 60, Comas comenzó a formarse mucho antes que el distrito de Villa El Salvador a la par con Villa Maria del Triunfo - Los primeros pobladores del distrito, fueron emigrantes provincianos acriollados que habían llegado desde 1940 y poblaban viejas quintas de Lima y Callao, y, siguiendo el ejemplo de los invasores del barrio de Leticia en el Rímac, se organizaron para invadir la Pampa de Comas. - Se encuentra localizado en el área norte de Lima Metropolitana
- El distrito de Independencia se encuentra el constante crecimiento hacia sus partes altas en donde se han instalado una serie de asentamientos humanos.
Los Olivos
Distrito de Puente Piedra
Distritos de Comas e Independencia
Distrito de San Martín de Porres
Distrito de San Martín de Porres
- El distrito de Los Olivos se encuentra ubicado en la zona Noroeste de la cuidad de Lima. - Surgió como una necesidad de atención a los diversos problemas que tenían las zonas pobladas desde la Av. Tomás Valle hasta el límite con el río Chillón y que no eran atendidos por la municipalidad de San Martín de Porres, a la cual pertenecían.
Puente Piedra
Distrito de Ancón
Distrito de Carabayllo
Distritos de Comas, Los Olivos y San Martín de Porres
Distrito de Ventanilla
-Este distrito se encuentra igualmente al norte de la ciudad. - Es uno de los distritos más pobres del área metropolitana de Lima. Buena parte de su territorio se encuentra dentro del plan independiente Un Techo para mi País con el fin de proporcionar una vivienda digna a numerosos habitantes de la zona, los cuales actualmente habitan en viviendas extremadamente precarias.
San Juan de Lurigancho
Distrito de Carabayllo
Provincia de Huarochirí
Distritos de El Agustino y el Cercado de Lima
Distritos del Rímac, Independencia y Comas
- Este distrito se localiza en el extremo nororiental de la ciudad de Lima, en la quebrada que lleva el
mismo nombre, formada por las estribaciones andinas en las que penetra la urbe. - San Juan de Lurigancho es el distrito más poblado del Perú, y de América del Sur
San Martin de Porres
Distrito de Puente Piedra
Distritos de Los Olivos, Independencia y el Rímac
Cercado de Lima
Región Callao
- Este distrito también forma parte de los distritos pertenecientes al Cono Norte de Lima. Está situado al noroeste del centro de Lima entre la margen derecha del río Rímac y la margen izquierda del río Chillón. - Durante los últimos años el crecimiento demográfico del distrito ha sido vertiginoso instalándose gran cantidad de habitantes en los llamados asentamientos humanos
Ventanilla
Distrito de Santa Rosa
Distrito de Puente Piedra
Distrito de San Martín de Porres
Océano Pacífico
-Este distrito está ubicado exactamente al noreste de Lima y a 18 km. del Callao. -Distrito perteneciente a la Provincia Constitucional del Callao, tiene gran cantidad de asentamientos humanos debido a su amplia extensión - La fundación de Ventanilla se remonta a la mitad de la década del 50, época de agudo proceso migratorio.
4.2.
Datos demográficos
En la siguiente tabla se muestra el número de asentamientos que existen en los distritos antes mencionados. DISTRITOS
N° DE A.A. HH.
Ate Vitarte Callao Carabayllo Comas Independencia Los Olivos Puente Piedra San Juan de Lurigancho San Martin de Porres Ventanilla
23 12 15 13 13 8 12 48 12 61
TOTAL
217
Estos asentamientos humanos se establecieron principalmente desde 1970. Según los resultados del censo del 2007, podemos observar el número de personas que inmigraron a Lima en 1940, 1961, 1972, 1981, 1993 y 2007. AÑO 1940 LIMA Y CALLAO 1961 1972 1981 1993 2007
INMIGRANTES 254 458 802 399 1 398 315 1 818 103 2 392 014 2 898 224
EMIGRANTES 36 598 96 586 155 221 250 126 316 959 291 815
Se muestra también un cuadro donde detalla la formación de asentamientos humanos en 1940, 1955, 1959, 1961, 1967, 1970, 1972, 1976, 1984 y 1993.
Como se puede observar la cantidad de personas que llegan a Lima es mucho más de los que se van entonces la pregunta es ¿dónde establecieron sus viviendas las personas de bajos recursos? La respuesta es las laderas de Lima con la conformación de los asentamientos humanos. Los cuadros anteriores concuerdan en el aumento de inmigrantes con el aumento en la formación de asentamientos humanos. A la actualidad no se cuentan datos concretos de las personas que habitan en los asentamientos humanos; es por eso que se toma datos del INEI del año 1997; sin embargo, muestran que los asentamientos humanos estaban en su mayoría establecidos en el sur de lima y San juan de Lurigancho, lo que contrasta con el presente.
Ahora observemos existía mayor cantidad de asentamientos humanos en el cono sur, sin embargo, hoy en día esto ha cambiado. El cono norte es ahora la zona con mayor índice de asentamientos humanos. Sin embargo, existe algo que no ha cambiado, el lugar donde se asientan los inmigrantes. A continuación, mostramos un cuadro al respecto.
Como podemos observar, el cerro es el lugar predominante donde se ubican los asentamientos humanos, lo que actualmente sigue siendo una realidad.
5. TEORÍA DE CIMENTACIONES 5.1.
Capacidad portante de suelos
5.2.
Estructuras de contención
5.3.
Características
5.4.
Presión lateral de suelos
PRESION LATERAL Es importante conocer la presión lateral que un suelo ejerce sobre una muralla (p.e. muro de contención). En los modelos simplificados se asumen, para el análisis, condiciones de strain plano es decir, los strains en la dirección longitudinal a la estructura se consideran cero. Se asume además, que el comportamiento del suelo puede ser representado por la relación stress-strain idealizado (Fig.), en la cual el suelo alcanza su punto de flaqueo y se comporta como un material perfectamente plástico (flujo plástico que se desarrolla a stress constante). El colapso plástico ocurre después que el estado de equilibrio plástico ha sido alcanzado en parte de la masa de suelo, resultando en la formación de un mecanismo inestable : parte de la masa de suelo desliza relativamente con respecto al resto de la masa.
La carga aplicada para esta condición se denomina carga de colapso. La determinación de la carga de colapso usando la teoría plástica es compleja y requiere ecuaciones de equilibrio.
Teoría de Rankine PRESION ACTIVA DE TIERRA DE RANKINE El estado activo del suelo, ocurre cuando existe una relajación en la masa que le permite moverse hacia fuera del espacio confinado, por ejemplo cuando un muro de tierra se rompe, y el suelo falla al extenderse. Ésta es la presión mínima a la que el suelo puede ser sometido para que no se rompa. Al contrario el estado pasivo ocurre cuando la masa de suelo está sometida a una fuerza externa que lleva al suelo a la tensión límite de confinamiento. Según Das, si un muro falla desplazándose su corona horizontalmente una distancia x, como muestra la figura 9.5a, la presión del suelo sobre el muro decrecerá con la profundidad, y en consecuencia, para un muro sin fricción, el esfuerzo horizontal, h a una profundidad z será igual a K0v (=K0z) cuando x es cero. Sin embargo, con x > 0, h será menor que K0 v. Los círculos de Mohr correspondientes a desplazamientos del muro de x = 0 y x > 0 se muestran en los círculos a y b, respectivamente, de la figura 9.5b. Si el desplazamiento del muro, x, continúa creciendo, el correspondiente círculo de Mohr tocará la envolvente de falla Mohr-Coulomb definida por la ecuación.
Si el desplazamiento del muro, x, continúa creciendo, el correspondiente círculo de Mohr tocará la envolvente de falla Mohr-Coulomb definida por la ecuación s c tan El círculo marcado con c en la figura 9.5b representa la condición de falla en la masa del suelo; el esfuerzo horizontal es igual entonces a a y se denomina presión activa de Rankine. Las líneas de desplazamiento (planos de falla) en el suelo forman ángulos de 45 2 con la horizontal como lo presenta la figura 9.5a. A partir de la fórmula que relaciona los esfuerzos principales en un círculo de Mohr que toca la envolvente de falla Mohr-Coulomb.
Para el círculo de Mohr c en la figura 6.7b, el esfuerzo principal mayor, 1=v y el esfuerzo principal menor, 3 =a, entonces:
Ordenando los términos se llega a
La variación de la presión activa con la profundidad para el muro mostrado en la figura 9.5a se da en la figura 9.5c. Observe que v=0 en z=0 y v=H en z=H. La distribución de presión muestra que en z = 0, la presión activa es igual a Ka 2c , que indica un esfuerzo de tensión, el cual decrece con la profundidad y es cero a la profundidad z=zc, o
La profundidad zc se denomina profundidad de la grieta de tensión, porque el esfuerzo de tensión causará eventualmente una grieta a lo largo de la interfaz suelo muro. PRESIÓN ACTIVA DE TIERRA DE RANKINE PARA TERRAPLÉN INCLINADO.
Si el relleno de un muro sin fricción es un suelo granular (c = 0) y se eleva con un ángulo con respecto a la horizontal (figura 9.6), el coeficiente de presión activa de la tierra, Ka, se expresa de la forma:
Donde = ángulo de fricción del suelo. A cualquier profundidad z, la presión activa de Ranking se expresa como:
Note que en este caso, la dirección de la fuerza resultante, Pa, está inclinada un ángulo con la horizontal y cruza el muro a una distancia de H/3 desde la base del muro. PRESIÓN PASIVA DE TIERRA DE RANKINE PARA TERRAPLÉN INCLINADO.
Si consideramos ahora que la pared se mueve hacia el suelo, hay compresión lateral y el valor de x aumenta hasta alcanzar la condición de equilibrio plástico. En esta condición, x = 1 y z =sobrecarga = 3.==> El máximo valor 1 de se encontrará cuando el círculo trazado por 3 toque la envolvente. En este caso, el esfuerzo horizontal es definido como la presión pasiva (pP) y representa la máxima resistencia del suelo a la compresión lateral. Despejando:
El suelo cuando alcanza un stress horizontal = Pp, está en un estado de Rankine pasivo y se desarrollarán 2 sets de fracturas a (45 + /2) de la vertical.
Si miramos las ecuaciones vemos que las presiones aumentan con la profundidad z de manera lineal. Cuando c=0 se obtienen distribuciones triangulares.
p A
k A
k A z 2c k A
( 1
•
Si c>0 y
p A
1 sin
)
v
1 sin 1 sin
)
k A z 2c k A z 0
==> pA = 0
v
1 sin
k P
p P k P z 2c k P
( 3
cuando
2c
k A
En el caso activo el suelo está en un estado de tensión entre la superficie y z0. Esta parte del gráfico se desprecia. La fuerza por unidad de largo en la pared debido a la distribución de la presión activa se denomina EMPUJE TOTAL ACTIVO (P A) •
Para una pared vertical de alto H:
H
P A p A dz z 0
P A P A
1 2 1 2
2
k A ( H 2 z 0 ) 2c( k A ( H z 0 ) k A ( H z 0 ) 2
La fuerza debida a la distribución de la presión pasiva se denomina RESISTENCIA TOTAL PASIVA (PP). Para una pared vertical de alto H:
H
P P p P dz 0
P P
1 2
k P H 2 2c k P H
Una de las componentes actuando a H/3 y H/2 respectivamente sobre el fondo de la pared.
Si una carga uniformemente distribuida q actúa sobre la superficie total==> z a cualquier profundidad es aumentado en profundidad.
z q una presión adicional kA q o kPq constante en
Presiones adicionales debido a sobrecarga Si el suelo bajo el nivel freático se encuentra totalmente drenado, las presiones activa y pasiva deben ser evaluadas en términos del peso efectivo del suelo ´(´= sat-w) y de los parámetros de resistencia efectivos (c´, ´).
p A
k A
2c k A k A z
1 sin 1 sin
Para condiciones no drenadas las presiones deben ser calculadas en términos de c u y u con el
.
peso total sat
Teoría de Coulomb
Hasta ahora, en nuestro estudio de presiones activas y apsivas se ha considerado el caso de paredes sin friccion. En realidad, los muros de contención son ásperos y las fuerzas de corte se desarrollan entre la cara del muro y el relleno. Hace ams de 200 añós, coulumb (1776) presento una teoría de presiones activas y pasivas contra los mueros de contención. La friccion de la pred se ha tenido en consideración. Los principios generales de la deducción de la teoría de coulumb de la presión para un rrlleno sin cohesión (resitencia al corte definido por la escuacion = ′ ) se presentan en esta sección. Caso activo:
Sea AB (figura 14.16.a) la cara posterior de un muro de contención que soporta un suelo granular cuya superficie esta constantemente inclinada en un angulo con la horizontal. BC es una superficie del plano de prueba de falla. Suponiendo que la establidad de la cuña ABC probablemente falle, las siguientes fuerzas están incolucradas (por unidad de longitud de la pared). 1. W, el peso efectivo de la cuña del suelo. 2. F, la resultante de las fuerzas de corte y normal sobre la superficie de la falla, BC. Esta tiene una inclinación en un ángulo ’ a la normal trazada al plano BC.
3. Pa, la fuerza activa por unidad de longitud de la pared. la dirección de Pa esta inclinada en un ángulo ’ a la normal trazada a la cara de la pared que soporta el suelo. ’ es el ángulo de fricción entre el suelo y la pared.
Ilustración 1 presión activa de coulomb. a) prueba de falla de la cuña. b) polígono de fuerza.
Donde Ka es el coeficiente de presión activa de Coulomb, dada por:
CASO PASIVO:
La figura 14.17a muestra un muro de contención con relleno inclinado no cohesivo similar al considerado en la Figuera 14.16a. el polígono de fuerzas para el equilibrio de la cuña ABC para el estado pasivo se muestra en la figura 14.17b. Pp es la notación para la fuerza pasiva.
Donde Kp= coeficiente de presion pasiva para el caso de Coulumb, o
Teoría de Mononobe-Okabe
El método de Okabe para el cálculo de empujes sísmicos es una extensión de la teoría de Coulomb [7], para incluir las fuerzas sísmicas que actúan en un bloque de suelo que desliza a trasdós del muro. La teoría de Okabe pertenece a la
familia de métodos rígido-plásticos o métodos de equilibrio límite, y está basado en el supuesto que el muro de contención se desplaza lo suficiente para generar un estado de tensiones activa en el relleno y que el suelo satisface el criterio de falla de Mohr-Coulomb. Asimismo, se asume en el instante previo al deslizamiento que el suelo moviliza la resistencia al corte en un plano de falla lineal que pasa por la base del muro. La aceleración del suelo se asume uniforme en todo el relleno y se incorpora en la formulación como fuerzas de inercia equivalentes que actúan en el centro de gravedad de la cuña deslizante. El empuje sísmico total Pae conviene expresarlo en términos del coeficiente de empuje adimensional Kae=2Pae(1- kv)/γH2, que para el caso de suelos friccionales puros y sin aceleración vertical se reduce a la conocida ecuación de M-O dada por:
en donde θ es la inclinación de la resultante de las fuerzas de inercia respecto al eje vertical, φ el ángulo de fricción del suelo, δ el ángulo de fricción entre el suelo y el muro, β la inclinación del muro con respecto al eje vertical y el ángulo i la
inclinación del relleno. Diversos investigadores han validado experimentalmente la ecuación de M-O para muros de baja altura en mesas vibratorias [2,8,9,10], y en general, si los experimentos reproducen de modo aproximado las hipótesis implícitas en los modelos teóricos, la magnitud de los empujes sísmicos son similares, como se observa en la Fig. 1. Si bien la teoría de M-O predice que la resultante del empuje sísmico actúa a una altura de 0.33H con respecto a la base del muro, los experimentos en mesas vibradoras sugieren que ésta actúa entre 0.4H-0.5H. Luego de una extensa revisión de casos historia y de resultados experimentales, Seed y Whitman [11] recomiendan evaluar el empuje sísmico como Kae= Ka + ΔKae, en donde Ka es el coeficiente estático de Coulomb y ΔKae = 3/4kh la componente dinámica del
empuje aplicado a una altura de 0.6H respecto a la base. Esta simple ecuación, fue desarrollada para muros de contención verticales, rellenos horizontales y un ángulo de fricción del suelo φ=35°, condiciones de los muros de contención
típicos encontrados en la práctica. El punto de aplicación de la componente dinámica es motivo de un constante debate en la comunidad geotécnica y aún no existe consenso respecto de qué valor es el más adecuado. En primer lugar, la distribución ‘triangular invertida’ de empujes sísmicos que se observa en los
modelos experimentales es una consecuencia directa de las condiciones de borde impuestas [5], y segundo, que los ensayos a escala en mesas vibradoras convencionales no se pueden escalar fácilmente a muros de escala natural, ya que la resistencia del suelo es función de la presión de confinamiento y su respuesta es altamente no lineal.
Los problemas de escalamiento pueden ser resueltos mediante ensayos centrífuga. Estudios recientes [4,5,6] con rellenos cohesivos y no -cohesivos han mostrado que la componente sísmica del empuje aumenta monotónicamente con la aceleración de superficie (PHAff) y es significativamente menor que las predicciones de Okabe y M-O para PHAff>0.4g. Mediante el uso de celdas de presión, los investigadores observaron que la distribución del empuje total es lineal y aumenta en profundidad, con la resultante aplicada en 0.33H para suelos no cohesivos y entre 0.40H- 0.45H para suelos cohesivos con c/γH=0.1-0.4. Los métodos clásicos de análisis asumen que la aceleración en el relleno es uniforme, lo cual implica que el suelo es indeformable y que las ondas de corte viajan a una velocidad infinita. Steedman y Zeng [10] modificaron la teoría de MO para incluir la flexibilidad del relleno y el efecto de diferencias de fase en el movimiento para un suelo no cohesivo. Los investigadores desarrollaron una expresión para la fuerza de inercia utilizando un movimiento armónico de la base y una distribución sinusoidal de las aceleraciones en profundidad. Este supuesto satisface la ecuación de ondas en un medio elástico, pero no considera la onda reflectada, y en consecuencia no se cumplen las ecuaciones de equilibrio en la superficie libre. Steedman y Zeng [10] concluyeron que la magnitud del empuje sísmico no se ve afectada considerablemente por la diferencia de fases, pero sí la ubicación de la resultante, la cual varía entre 0.33H-0.55H y es función de la razón entre el período fundamental del relleno y el período del input de aceleración. El análisis propuesto a continuación tiene por objetivo evaluar los empujes sísmicos en muros de contención con rellenos c- φ, tomando en cuenta la flexibilidad del relleno y un perfil de aceleraciones obtenido de un análisis de propagación de ondas en un medio visco-elástico. Formulación del modelo propuesto
La teoría de M-O ha sido verificada experimentalmente en mesas vibradoras con rellenos friccionales y muros de alturas entre 40 cm y 120 cm, [8,9,12,13]. Algunos de sus supuestos, sin embargo, no son válidos en estructuras reales y conducen a fuerzas de diseño innecesariamente altas. Por ejemplo, en la mayoría de los casos prácticos, el relleno detrás de un muro de contención ha
sido compactado y posee algún grado de cohesión que puede contribuir significativamente a reducir los empujes sísmicos [14]. Asimismo, la teoría de MO desprecia la capacidad del suelo de disipar energía. Por último, los métodos clásicos representan el movimiento sísmico usando únicamente el PHA o en algunos casos una señal armónica caracterizada por una única frecuencia. Estos supuestos, son apropiados en muros de alturas hasta 120 cm de altura con rellenos friccionales y aceleraciones armónicas del suelo para los cuales hay mediciones empíricas de empujes sísmicos. Sin embargo, estos imponen una gran limitación para el diseño de estructuras de contención de mayor altura o durante sismos de gran intensidad.
En esta investigación se reevalúa la teoría de empujes sísmicos propuesta por Okabe [1] mediante la solución de la ecuación de equilibrio límite. La formulación propuesta incluye: (a) las deformaciones por corte en el relleno para el cálculo de las fuerzas de inercia, (b) la distribución no-uniforme de aceleraciones en profundidad y (c) movimientos sísmicos reales. El modelo propuesto se ilustra en la Fig. 2, el cual consiste en un muro vertical rígido y un relleno horizontal con resistencia última al corte definida por el criterio de Mohr-Coulomb a lo largo de la superficie de falla lineal, y rigidez al corte definida por un modelo de degradación hiperbólico. Además, se asume que la cuña de suelo deslizante EOB está en equilibrio límite. Las fuerzas que participan en este sistema corresponden a la resultante del empuje Pae sobre el muro, el peso de la cuña de suelo W, la resultante de las fuerzas de inercia Qh, la reacción en el plano de falla R, y las resultantes de las fuerzas de cohesión C y adhesión C’ en los planos
deslizantes OB y OE, respectivamente. En ausencia de aceleración vertical el empuje Pae se define a partir de las ecuaciones de equilibrio de la cuña de suelo en su estado límite, y se puede expresar como:
Debido a que este problema es indeterminado desde el punto de vista geométrico, el empuje sísmico definido en la Ec. (2) está expresado en función del ángulo de inclinación del plano AB y, en consecuencia, la superficie de falla crítica se debe calcular maximizando el empuje con respecto al parámetro α. El
cálculo de la fuerza de inercia Qh se determinó a partir del perfil de aceleraciones de una columna de campo libre, y como primera aproximación se despreciaron los efectos de borde entre la respuesta del suelo y la respuesta de la estructura.
De este modo la fuerza de inercia total en la cuña de suelo se calculó en función de la respuesta del suelo como:
La respuesta dinámica de la columna de suelo se determinó en base a un modelo lineal equivalente [15] y una subdivisión del suelo en pequeños estratos como se indica en la Fig. 2. Para efectos de este estudio, se utilizó un perfil de velocidades de corte definido en base a tres parámetros según se indica en la Ec. (4), el cual se puede adaptar para caracterizar diferentes perfiles de suelo [16]. La formulación, sin embargo, es genérica a cualquier forma del perfil de velocidades de corte. La rigidez efectiva G/Gmax y el amortiguamiento histerético ξ en cada estrato se
definió como función del nivel de deformación según el modelo hiperbólico propuesto por Darandeli y Stokoe [17] y mediante soluciones sucesivas de la ecuación de ondas en una dimensión. 5.5.
Uso de programas para diseño geotécnico
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Su ámbito de aplicación en minería y obra civil es muy variado, permitiendo evaluar un gran número de problemáticas geotécnicas, tales como estabilidad de terraplenes, presas, taludes en excavaciones mineras o en edificaciones, efectos de cargas externas, sísmicas, eficiencia de elementos de refuerzo, etc.
Es un software potente y flexible desarrollado por Rocscience, empresa puntera a nivel mundial en modelización geotécnica.
El programa Slide ha ido creciendo de manera continua al mismo ritmo que se expandía la capacidad de análisis geotécnico por ordenador en los últimos años. Este continuo esfuerzo en investigación y actualización, y la solvencia que proporciona su trayectoria, lo convierten en un software de referencia. Prueba de ello es el hecho de ser uno de los programas más reconocidos y utilizados que existen en el mercado.
Hoy en día existe una creciente variedad de software de modelización geotécnica a nivel general, y también en relación a la estabilidad de taludes. Sin embargo, no todos los
programas cuentan con la capacidad de cálculo y fiabilidad de Slide. Este programa destaca además, entre otros programas del mercado, por una interfaz clara y sencilla y por un manejo muy intuitivo de las diversas capacidades que ofrecen los menús de análisis.
Con un coste de licencia muy competitivo en relación a otros competidores en el mercado de su misma capacidad, y su amplia cobertura técnica de análisis, Slide se convierte en un software líder en el campo de la modelización geotécnica.
Slope/W SLOPE/W de GEO-SLOPE es el software líder de análisis de estabilidad en suelos en declive para calcular el factor de seguridad de las pistas de tierra y roca. Con SLOPE/W, se puede analizar al mismo tiempo sencillos y complejos problemas para una variedad de formas de desnivel de la superficie, condiciones de presión de agua de los poros, las propiedades del suelo, métodos de análisis y condiciones de carga. Usando equilibrio límite, SLOPE/W puede modelar los tipos de suelo heterogéneos, condiciones complejas de presión y geometría de la superficie de deslizamiento estratigrafica y variables de presión de agua en los poros, utilizando una gran variedad de tipos de suelo. Los análisis de estabilidad de taludes pueden ser realizados utilizando los parámetros de entrada determinista o probabilística. Los cálculos se destacan por un análisis de elementos finitos de estrés que pueden ser utilizados más allá de los cálculos de equilibrio límite, para el análisis de estabilidad de talud más completo disponible. Con esta amplia gama de características, SLOPE/W se puede utilizar para analizar casi cualquier problema de estabilidad de talud que encontrará en sus proyectos de ingeniería geotécnica, civil y explotación minera. Fácil de Usar Defina un modelo de estabilidad: La exclusiva tecnología CAD SLOPE/W le permite crear la geometría por el diseño en pantalla. Puede incluso importar una imagen DXF para ayudarle. A continuación, elija un método de análisis, especifique las propiedades del suelo y la presión del agua, defina las cargas de refuerzo, y puede crear sus simulaciones de superficies en declive. Visualice los resultados de análisis Una vez que haya solucionado su problema de estabilidad, SLOPE/W ofrece muchas herramientas para visualizar los resultados. Mostrar la superficie con el mínimo desliz y factor de seguridad, o ver cada uno individualmente. Exhibir información crítica sobre la superficie de deslizamiento, incluyendo la masa total del deslizamiento, un diagrama de cuerpo libre y un polígono fuerza que muestra las fuerzas que actúan sobre cada área específica. El software también permite perfeccionar los factores de seguridad, o mostrar gráficas de los parámetros calculados. Así que prepare los resultados de su reporte, añadiendo subtítulos, ejes y fotos para diseño. Genere automáticamente un informe detallado de todos los datos y resultados.
MacStar2000
6. CIMENTACIONES EN LAS LADERAS DE LIMA 6.1.
Cimentación superficial
Para construir cimentaciones superficiales de pilas de puente a media ladera, es preciso que el Proyecto incluya los planos de detalle correspondientes junto con las mediciones que sirvan para confeccionar el presupuesto de las partida s que se van a necesitar. En la figura se incluye un esquema de una situación típica donde se indican algunas disposiciones constructivas recomendables.
Los cimientos deben proyectarse de manera que apoyen en un terreno de cierta calidad, la cual habrá que contrastar durante la ejecución. Debe disponerse un resguardo suficiente entre el borde externo del cimiento y el talud de la ladera. Se recomienda que el resguardo sea al menos igual al ancho total del cimiento (R ≥ B). La parte de ese resguardo que corresponda a roca (o suelo firme) de calidad similar a la de la base de apoyo será, en todo caso, mayor que 2 m. Exacavación
Se recomienda para estas excavaciones, tener un talud de:
Cuando las condiciones hidrogeológicas son desfavorables, o cuando se quieran utilizar taludes más pronunciados que los mencionados, se debe proceder a proyectar las medidas de contención correspondientes, salvo que se justifique fehacientemente que las excavaciones, tanto de los accesos como de los taludes de la caja de cimentación, son estables de otra manera. Las excavaciones en roca para crear la caja de cimentación deben realizarse preferentemente sin explosivos, al objeto de no dañar la roca de apoyo. Si se utilizaran explosivos, se prescribirán técnicas de precorte que eviten lo máximo posible el daño a la roca que no se excava. Las excavaciones locales en roca necesarias para encajar la zapata de cimentación deben realizarse con taludes lo más verticales posibles. A modo orientativo se mencionan los siguientes: En roca: 2V:1H. Por encima del empotramiento de la zapata. 5V:1H o vertical. En la zona de empotramiento de la zapata. En todo el apoyo de la zapata, la calidad de la roca debe ser homogénea; esto puede obligar a utilizar una cota de apoyo más baja en la zona exterior (más próxima al borde de la ladera) que en la zona interior. Para anchos de zapata inferiores a 3 m no es recomendable, en principio, escalonar la cimentación. En caso de existir discontinuidades que puedan debilitar localmente el cimiento (fallas, por ejemplo) deberán realizarse los saneos oportunos, sustituyendo el terreno flojo por hormigón. En general, esa sustitución debe alcanzar hasta profundidades del orden del doble de la anchura má- xima de la zona débil. En cualquier caso, se recomienda que el empotramiento de la zapata en la roca de cimentación sea, al menos, 1/5 de la dimensión menor de ésta y siempre superior a 0,50 m. Zapata de cimentación
Las dimensiones de la zapata de cimentación se decidirán en función de los resultados de los cálculos de la seguridad que deben realizarse. Para las cimentaciones a media ladera siempre es conveniente realizar un cálculo explícito de la seguridad. En general, los estudios que deben realizarse, los métodos que deben emplearse y los coeficientes de seguridad que deben obtenerse son los que aparecen en:
. Debe llamarse la atención acerca de la gran influencia que tiene el resguardo, R, en la estabilidad de las cimentaciones a media ladera. A medida que la distancia horizontal entre el borde externo de la zapata y la ladera aumenta, la capacidad portante se amplía notablemente; puede duplicarse con sólo aumentar el recubrimiento unos pocos metros. Esta circunstancia debe ser aprovechada por el proyectista para dimensionar la solución más adecuada. También debe servir esta llamada de atención para evitar situaciones peligrosas en las que el recubrimiento sea escaso y, como consecuencia, la cimentación sea inestable. A efectos de comprobar los estados límite últimos correspondientes al deslizamiento, hundimiento y vuelco de la cimentación, se debe añadir, a la carga horizontal que transmite la estructura, una carga adicional que tenga en cuenta el posible empuje sobre el alzado de la zapata (y eventualmente sobre su cara superior y sobre la pila) en la zona interna de la ladera.
6.2.
Cimentación profunda
Los planos y especificaciones para la ejecución de las cimentaciones deben recoger todos los detalles significativos de las mismas, entre ellos, los siguientes: Detalle de las excavaciones a realizar para preparar la plataforma de trabajo y los caminos de acceso. Pilotes y encepado: los criterios de aceptación de pilotes (ensayos sónicos, u otros) deben quedar suficientemente descritos. Sistema de protección e inspección de la obra durante la construcción.
Excavaciones
La excavación para alojar el encepado debe realizarse después de ejecutar los pilotes. Al tiempo que se preparan sus cabezas para unirlas al encepado, se debe excavar el terreno hasta la base del encepado y limpiar su f ondo (hormigón de limpieza), para colocar debidamente la armadura. Esta última fase de excavación debe realizarse con los taludes de excavación lo más verticales posibles, si posteriormente, contra ellos, se realiza el hormigonado del encepado sin encofrar lateralmente. Los productos de excavación se deberán transportar a un vertedero adecuado, para reducir el daño al entorno y para no mermar la estabilidad de la ladera. La plataforma de trabajo debe ser suficientemente amplia, de manera que los equipos de ejecución de pilotes operen con cierta facilidad y se pueda mantener un tajo ordenado. La anchura de la plataforma de trabajo será igual que la anchura del encepado más los huelgos interior y exterior. El huelgo interior mínimo debe ser tal que no se inestabilice el talud de excavación al realizar la caja para el encepado y que, además, permita el paso de los trabajadores. Se recomienda que el huelgo interior sea, al menos, de 2 m.
Pilotaje
Las longitudes de los pilotes quedarán definidas en Proyecto, pero en general deben requerir una comprobación ulterior en obra. Esa comprobación debe quedar estipulada en Proyecto en función del tipo de pilote. Las comprobaciones que, como mínimo, habrán de realizarse son las siguientes:
Golpeos, en caso de pilotes hincados.
Empotramiento en roca o terreno firme, en pilotes perforados. Longitud predefinida y comprobación de la calidad del terreno atravesado. Otros procedimientos de aceptación.
Las longitudes de los pilotes de las cimentaciones a media ladera pueden resultar diferentes si la zona de empotramiento tiene su límite inclinado; esa situación puede ocurrir con frecuencia. En cualquier caso se recomienda que las diferencias de longitud no sean excesivas; dentro de los pilotes de un mismo encepado es conveniente que ∆L/B ≤ tg β. Una vez descabezados los pilotes, el hormigón sano de los mismos debe sobresalir de 5 a 10 cm por encima del hormigón de limpieza, con objeto de garantizar un apoyo correcto. Este empotramiento debe figurar en los planos del encepado y ser tenido en cuenta en los cálculos, ya que reduce el canto útil de la sección. Por otra parte, las armaduras del pilote deben quedar convenientemente ancladas en el encepado. Las longitudes de los pilotes y la capacidad portante del grupo deben ser suficientes para garantizar los coeficientes de seguridad siguientes: Para los cálculos de comprobación del hundimiento y de la resistencia horizontal del terreno ha de suponerse, además de las acciones horizontales que transmite la estructura, una acción horizontal adicional causada por el empuje del terreno, del siguiente valor:
6.3.
Proceso Constructivo de muro de contención en ladera.
Un muro de contención es una estructura que sirve para soportar l os empujes de la tierra y evitar que el deslizamiento de ésta ponga en peligro las casas construidas sobre la ladera. Los muros de contención pueden hacerse de concreto armado, de concreto ciclópeo o de piedra. El tipo de material a emplear y sus dimensiones dependen de las características de cada zona, por lo cual es importante que un ingeniero estructural esté a cargo de los diseños. A continuación, se explica los pasos a seguir para construir un muro de contención de concreto armado. Excavación
Las excavaciones ubicadas en pendientes o en la parte inferior o a pie de taludes, no se deben realizar sin contar con un cerco de paneles de
protección suficientemente resistentes para contener los posibles derrumbes que se puedan producir (ver figura 57). Para asegurar este cerco de protección, hay que enterrar puntales de 3" x 3" x 2.50 m a una profundidad de 0.50 m distanciándolos 1.50 m uno del otro. Entre los puntales, se clavarán tablas de 1" de espesor que llegarán a cubrir una altura mínima de 1 m y tendrán como longitud todo el tramo de excavación, guardando una distancia hacia la zanja de por lo menos 1 m.
El fondo de la zanja será humedecido y apisonado. Si presenta una fuerte inclinación, se nivelará, siendo conveniente vaciar un solado*de mezcla pobre. Esto nos permitirá hacer los trazos y apoyar convenientemente la armadura de acero del muro de contención. El material excavado de la zanja puede ser seleccionado para emplearse como material de relleno. El resto debe eliminarse y llevarse de preferencia a lugares autorizados. Armadura del acero
Terminada la excavación de la zanja, se preparará la armadura de acero que hará resistente y sólido el muro de contención. Esta armadura debe ser colocada antes del vaciado del cimiento. Para confeccionar la armadura de acero de acuerdo a lo que se indican en los planos, se debe contar la cantidad de refuerzos horizontales y verticales, y considerar el largo de anclaje y de empalmes, si los hubiera. Luego del corte de las varillas, procederemos al doblado y colocación de los refuerzos horizontales y verticales. Las longitudes de anclaje, así como las de empalme para los diferentes diámetros de las varillas, se especifi can en los planos. El acero de refuerzo debe colocarse en su posición final luego de ser armado fuera de las zanjas. Para impedir su movimiento al momento del vaciado del concreto, se utilizan listones de madera de 2" x 2", así como templadores hechos con alambre N° 16, que van a ambos lados y se fijan a estacas.
Vaciado del cemento
Para evitar que el terreno seco absorba el agua del concreto, la zanja debe ser humedecida antes del vaciado de la mezcla. En los planos de estructuras, por lo general se indica que la resistencia (f 'c) del concreto para cimiento debe ser de 100 kg/cm2. Durante el vaciado del concreto, deberá vigilarse que las varillas de acero no se muevan, es decir, se conserven alineadas y en posición correcta. Para el llenado del cimiento, primero debe vaciarse una capa de concreto, y luego, alternativamente, una capa de piedra y otra de concreto. Esto se hace para evitar que las piedras se monten o junten demasiado y formen vacíos entre ellas que puedan afectar la resistencia de la cimentación.
Posteriormente se debe curar* el concreto, es decir echarle agua durante los siete días después del vaciado. Esto mejora la durabilidad del concreto, evita rajaduras y lo hace más resistente. Encofrado
El encofrado del muro debe estar siempre vertical, lo que se puede verificar con el uso de una plomada. Además, debe ser lo suficientemente resistente para
soportar la presión lateral del concreto durante el vaciado. Para un muro de hasta 1.5 m de altura, los encofrados se armarán con tablas de 1 1/2" de espesor por 8 a 10" de ancho, las que llevarán refuerzos de madera (montantes) de 2" x 3" cada 1.5 m como máximo. Las puntales pueden ser de 2"x 3". Las estacas que resistirán las cargas del encofrado serán de madera de 3" x 3" x 50 cm y estarán enterradas 30 cm en el suelo. Los espaciadores de 2" x 3" servirán para mantener las dimensiones especificadas en los planos. La altura del encofrado debe hacerse por paños completos, para poder vaciar el concreto de una sola vez.
Vaciado del concreto del muro
La resistencia del concreto de un muro de contención de baja altura, generalmente es de f ' c=175 k/cm2. De preferencia, debe usarse mezcladora para una mejor combinación de los materiales. En caso de hacerlo manualmente, se debe humedecer el piso donde se va a batir el concreto para evitar que el piso seco absorba el agua de la mezcla. Debe batirse en seco con lampa, un mínimo de tres o cuatro veces, hasta que tenga un color parejo. Luego, agregar agua en la cantidad indicada arriba para que la mezcla quede pastosa y trabajable. Para evitar que queden vacíos o aire atrapado dentro de la mezcla al momento de vaciar el concreto, es conveniente usar una vibradora. También se puede hacer mediante métodos manuales: golpeando con un martillo las paredes externas del encofrado y aplicando un "chuceo", que consiste en introducir con movimientos verticales una barra de acero de ½" en el concreto fresco.
Desencofrado
Los distintos elementos que constituyen el encofrado, se retirarán sin producir sacudidas ni choques en la estructura. Se recomienda el empleo de cuñas, de patas de cabra o de otros dispositivos similares. No se realizará el desencofrado hasta que el concreto haya alcanzado la resistencia necesaria para soportar los esfuerzos a los que va estar sometido durante y después del desencofrado. Relleno
Cuando el muro de contención ya está listo para recibir las fuerzas y pesos que se le aplicarán, siete días después del vaciado, se nivelan las plataformas resultantes y se rellenan los lugares del terreno que presenten desniveles con relación al nivel del muro. Si hubiera material excedente, éste debe ser retirado. Al rellenar, hay que tener en cuenta el espacio para el falso piso, que es una capa de concreto de 4" de espesor que sirve de base para el piso defi nitivo. El falso piso debe quedar nivelado con la parte superior del muro de contención. Para rellenar, primero deberá humedecerse el suelo, de tal manera que se lubriquen las partículas y puedan tener un mejor acomodo al momento de compactarlo con el pisón. Esta operación deberá hacerse en capas de 15 cm aproximadamente. Se podrá usar un espesor algo mayor, si se dispone de una plancha vibradora.
Si el terreno no es bien compactado, presentará deformaciones y el falso piso de la edificación se hundirá en diferentes puntos. Las zonas rellenadas sólo deben ser usadas para apoyar los falsos pisos. No deben ser usadas para apoyar zapatas, ni cimientos corridos. La profundidad a la que tiene que llegar la cimentación debe traspasar todo el espesor de relleno y llegar a suelo natural y firme.
6.4.
Cimentación con muro tipo piedra pirca
Este sistema de cimentación consistía en la inclusión de un muro de contención construido artesanalmente y sin asesoría técnica, hecho de piedras tipo piedra; la cual contendría el peso de los edificios los cuales no tenían cimentación extra y solo se construían encima. Esto se puede apreciar en la siguiente figura:
Como ya se mencionó anteriormente la recurrencia de este tipo de cimentación es masiva y con ningún tipo de asesoría técnica. La construcción indiscriminada de este tipo de cimentación inclusive sobrepasa la imaginación haciendo que estas viviendas sean aún mucho más vulnerables a sufrir un colapso y la consecuente pérdida humana y material que lamentar. Se toma como punto de partida para este trabajo de investigación un lamentable evento que aconteció el 1ro de mayo del 2007, en el Asentamiento Humano María Jesús Espinoza, ubicado en el Cerrito La Libertad en el Distrito de Puente Piedra, oportunidad en que una base de pircas de piedra cedió causando el derrumbe parcial de la misma y el consecuente daño material de la viviendas aledañas.
Para poder darle cierta nivelación al terreno se había construido una base de piedras que cumplía con la función de cimentación en vista de que la edificación no tenía ninguna cimentación adicional, sólo una hilera de ladrillos colocados con aparejo de cabeza. Asimismo no contaba con ningún tipo de confinamiento como columnas o vigas.
Este tipo de edificación es muy común en AAHH, por lo que se debe avisar a las familias que su vivienda esta en constante peligro debido a la precariedad de estas y la falta de una buena cimentación. Los muros de piedra tipo pirca, materia de esta investigación, están considerados dentro de las estructuras de contención a gravedad, como son conocidas nacional e internacionalmente en el medio geotécnico. Recordando que las estructuras de contención a gravedad son estructuras que utilizan su peso propio y muchas veces el peso de una parte del bloque de suelo incorporado a ella para su estabilidad. Los muros de gravedad son los suficientemente densos y rígidos para no inclinarse o ladearse y esencialmente su movimiento ocurre por traslación y/o rotación de cuerpo rígido En otras palabras, las estructuras de contención a gravedad son aquellas que con su propio peso resisten las fuerzas ejercidas por el terreno o relleno retenidos por ellas. Una de las características más importantes de las estructuras a gravedad es el lanzado y compactación del suelo de relleno después o, en el caso de las estructuras en gaviones, durante la construcción del muro, reconstituyendo o formando un nuevo macizo. Esto significa que, para la ejecución de la estructura es muchas veces necesaria la excavación del terreno natural. De esta forma, el bloque de suelo contenido es casi siempre compuesto por una parte de suelo natural y una parte de material de relleno. Esto confiere al bloque de suelo una heterogeneidad inevitable. Esto se nota más en los AAHH de Lima; debido a que no se tiene una buena asistencia técnica a la hora de construir la compactación entre relleno y suelo natural no se hace de manera adecuada lo que genera que en la superficie de
contacto entre el suelo natural y el relleno ocurra una posible superficie de desizamiento. Esta edificación se modeló y se probó en diferentes programas:
Modelamiento Para nuestro caso se sabe que sobre la zona de colapso existía una construcción precaria de ladrillo king kong, sin tartajeo y techo de calamina metálica como se describió en el capítulo anterior. También se tomó una sobrecarga de 480 kg x m y se modelo la zona de colapso con fotos y mediciones in situ. Esto se modelaron en distintos programas como: Slide
Slope/W
Macstar2000
Se hallaron de resultados experimentales, que el peso unitario del suelo en el cual se cimento es 20.60 Kn/m3 y 26.20 Kn/m3 el peso unitario de la roca basal también encontrada en el muro colapsado. Tambien se halló por el método de retroanalisis los coeficientes de cohesion y friccion del relleno:
Se usaron también coeficientes de aceleración sísmica conseguidos del parte del CISMID.
Luego se analizó con cada programa de manera estática y dinámica.
Slide
Se obtuvieron FS de 0.913 y 0.755 para condiciones estáticas y dinámicas respectivamente.
Slope/W
Se obtuvieron FS de 0.847 y 0.712 para condiciones estáticas y dinámicas respectivamente.
Macstar2000
Se obtuvieron FS de 0.911 y 0.701 para condiciones estáticas y dinámicas respectivamente. De los factores de seguridad que se han mostrado en el cuadro anterior, los mismos que han sido obtenidos mediante diferentes softwares de cómputo, se puede observar que para las condiciones presentadas de la pirca piloto del A. H.
