Subido por CARLOS HECTOR Castro

Ingenieria Geotecnica Forense - Asentami (1)

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Ingeniería Geotécnica Forense: asentamientos en instalaciones
industriales ubicadas en Puerto La Cruz, Venezuela
A. Boiero y J.L. Oliver
[email protected]‐ca.com.ve; [email protected]‐instrumentos.com
Universidad Católica Andrés Bello / Amundaray Ingeniería Geotécnica, C.A. / Amundaray Instrumentos
Geotécnicos, C.A.
J. I. Amundaray
[email protected]‐ca.com.ve
Universidad Católica Andrés Bello / Amundaray Ingeniería Geotécnica, C.A.
RESUMEN: La Ingeniería Geotécnica Forense (IGF) trata los casos en los que durante la construcción o la
vida útil de un proyecto, se han presentado fallas asociadas a la interacción suelo‐estructura. En este
trabajo, se presenta un caso de IGF ocurrido en instalaciones industriales localizadas en Puerto La Cruz,
Venezuela, durante 2017. En dichas instalaciones se registraron asentamientos de hasta 180 mm en
varias estructuras soportadas por fundaciones aisladas con un empotramiento Df = 3 m. Mediante la
aplicación del Método Científico, y a partir del análisis de la información topográfica disponible, de la
realización de perforaciones, calicatas y mediciones de densidad in situ en varios sectores del área
estudiada, así como de ensayos de compactación en laboratorio a diferentes niveles de energía, se
descubrió y confirmó la existencia de un relleno no controlado por debajo de la cota de asiento de las
fundaciones. Posteriormente, se recomendó el recalce de las fundaciones con micropilotes, instalados y
conectados a los apoyos existentes. Finalmente, se verificó el diseño geotécnico y el método
constructivo empleado para los micropilotes por medio de pruebas de carga, a fin de asegurar la
funcionalidad de las estructuras con el nuevo sistema de fundaciones, durante la vida útil del proyecto.
Palabras clave: INGENIERÍA GEOTÉCNICA FORENSE – MÉTODO CIENTÍFICO ‐ MICROPILOTES
ABSTRACT: The Forensic Geotechnical Engineering (FGI) treats the cases in which, during the
construction or the useful life of a project, failures associated with the soil‐structure interaction have
been presented. In this work, a case of FGI occurred in industrial facilities located in Puerto La Cruz,
Venezuela, during 2017, is presented. In these installations, settlements of up to 180 mm were recorded
in several structures supported by isolated foundations with an embedment Df = 3 m. Through the
application of the Scientific Method, and from the analysis of the available topographic information, the
execution of boreholes, pits and in situ density measurements in sectors of the studied area, as well as
compaction tests in the laboratory at different energy levels, it was discovered and confirmed the
existence of an uncontrolled backfill below the foundations. Subsequently, it was recommended that
foundations be reinforced with micropiles, installed and connected to existing foundations. Finally, the
geotechnical design and the construction method used for the micropiles were verified by means of load
tests, in order to ensure the functionality of the structures with the new foundations system, during the
useful life of the project.
Key words: FORENSIC GEOTECHNICAL ENGINEERING – SCIENTIFIC METHOD ‐ MICROPILES.
1
INTRODUCCIÓN
La Ingeniería Geotécnica Forense (IGF) trata los casos en los cuales durante la construcción o vida útil de
un proyecto, se han presentado fallas asociadas a la interacción suelo‐estructura.
En general, un proyecto de IGF se centra en la aplicación de una metodología que presenta la siguiente
secuencia [1]:
1. Antecedentes.
2. Descripción de la falla.
3. Análisis de las causas que la originaron.
4. Solución propuesta.
5. Lecciones aprendidas.
Esta secuencia puede considerarse como la aplicación del Método Científico a un problema geotécnico,
toda vez que abarca desde la observación de un fenómeno, en este caso la falla, el análisis de la
información existente, el planteamiento de las posibles hipótesis para analizar las causas, y la necesaria
investigación y experimentación complementaria para probar dichas hipótesis. Posteriormente, una vez
comprendidas las causas de la falla, se plantea una solución técnica económicamente viable, y
finalmente se registran las lecciones aprendidas referentes a la falla.
El último punto puede considerarse como uno de los aspectos más importantes de la IGF, ya que, a
partir del análisis de las causas que originaron un problema determinado, pueden establecerse premisas
que deberán aplicarse en futuros proyectos con características similares, y al mismo tiempo, tomarlas
como referencia en la academia para transmitir estas experiencias a los futuros ingenieros [1].
Asimismo, es importante mencionar que la IGF tiene un enfoque estrictamente científico, no jurídico, y
por ende es ajena a repercusiones jurídicas o penales para los responsables de un determinado
proyecto.
En este trabajo, se presenta un caso de IGF ocurrido en instalaciones industriales localizadas en la
ciudad de Puerto La Cruz, localizada en la región noreste de Venezuela, durante 2017. En dichas
instalaciones se registraron asentamientos de más de 180 mm en varias estructuras soportadas por
fundaciones directas aisladas con empotramientos de 3 m debajo del nivel del terreno. Mediante la
aplicación de la metodología arriba descrita, se confirmó la existencia de un relleno de pobres
características por debajo de la cota de asiento de las fundaciones. Posteriormente, se recomendó el
recalce de las fundaciones con micropilotes, instalados y conectados a los apoyos existentes.
Finalmente, se verificó el diseño geotécnico y el método constructivo empleado para los micropilotes
por medio de pruebas de carga.
En las próximas secciones de este trabajo, se desarrollarán cada uno de los pasos planteados según la
metodología propuesta para proyectos de IGF, aplicados al caso estudiado en Puerto La Cruz, Venezuela.
2
ANTECEDENTES
El caso analizado en este artículo ocurrió en un terreno localizado en la ciudad de Puerto La Cruz, en el
noreste de Venezuela, en una parcela industrial. Dicho terreno abarca aproximadamente 20 Ha, y en el
mismo se instalaron numerosos equipos y estructuras tipo pipe‐racks, todos apoyados sobre
fundaciones directas aisladas. En el área en cuestión, se llevó a cabo un movimiento de tierras entre los
años 2009 y 2015, a partir del cual aproximadamente el 30% del terreno quedó en corte, y el restante
70% presentó un relleno conformado mayormente entre las cotas +55 msnm y +58 msnm, según
información facilitada por los responsables del proyecto. En relación a las características del subsuelo de
la parcela, se dispone de información reflejada en dos estudios geotécnicos realizados por dos
consultoras diferentes, en los años 2009 y 2015. Adicionalmente, se dispone de información recabada
durante un estudio geotécnico complementario, realizado en 2017. No se cuenta con estudios
geotécnicos desarrollados antes de 2009. Hasta el momento en el que se detectaron los asentamientos
de hasta 180 mm mencionados en el apartado anterior (finales de 2016), no se habían reportado
problemas relacionados con deformaciones del terreno, aunque obviamente las deformaciones del
mismo tienen que haberse iniciado desde cierto tiempo atrás. Posteriormente a la ocurrencia de dichos
problemas, los responsables del proyecto facilitaron un plano topográfico del área, levantado durante el
año 2006, previo al movimiento de tierras antes mencionado. El análisis de dicho plano permitió estimar
espesores de relleno ejecutados con anterioridad a 2009.
2.1 Exploraciones geotécnicas previas
En 2009 se desarrolló la primera investigación geotécnica en el área de estudio, antes de iniciar la
preparación del sitio. Durante dicha investigación, las cotas del terreno eran diferentes a las actuales, lo
cual evidencia que algunos sectores de la parcela fueron rellenados y otros cortados.
En esta investigación fue reportado un perfil del terreno constituido por capas de materiales cohesivos y
granulares de espesores variables entre 3 m y 10 m, situados sobre un estrato de lutitas y limolitas
calcáreas, descompuestas, fracturadas y meteorizadas. No se reportó la existencia de material de
relleno, por lo cual se infiere que la ubicación de los sondeos realizados coincidió con zonas de corte o
terreno natural. En general, las capas de materiales granulares y cohesivos presentaban alta resistencia,
con valores reportados de NSPT entre 30 golpes/pie y 60 golpes/pie. Los valores promedio del contenido
de humedad se encontraban entre 5% y 16%, y la densidad promedio total de estos suelos fue 2158
kg/m3. Por debajo de estas capas, los estratos de lutitas y limolitas mostraron recuperaciones por
debajo del 10%, lo cual evidenció la condición de elevado fracturamiento de esos materiales. La
densidad total promedio reportadas para estas rocas fracturadas, fue 2270 kg/m3.
En la investigación desarrollada en 2009, el nivel freático no fue detectado.
Por otro lado, en 2015 se desarrolló un segundo estudio geotécnico en la parcela, en el cual las
perforaciones fueron ubicadas en sitios específicos estipulados por los responsables del proyecto, donde
se instalarían los equipos y estructuras de mayor importancia.
De acuerdo a este estudio, desarrollado sobre la topografía modificada hasta la cota de proyecto, en los
puntos explorados se detectó la presencia de un relleno, constituido mayormente por materiales A‐2‐6,
A‐4 y A‐6 (de acuerdo al Sistema de Clasificación AASTHO), con espesores variables entre 5 m y 15 m.
Según información que nos fuera suministrada, entre los años 2009 y 2015 se ejecutó un relleno de
aproximadamente 3 m de espesor, de lo que se infiere que el resto de los rellenos fueron ejecutados
con anterioridad al año 2009. En general, en los puntos explorados en 2015, el relleno presentó valores
de NSPT entre 21 golpes/pie y 62 golpes/pie, con contenidos de humedad natural variables entre 9% y
28%. De acuerdo a los ensayos de laboratorio realizados, el ángulo de fricción interna de los materiales
de relleno oscilaba entre 32° y 36° entre 2 m y 6,5 m de profundidad. No se detectaron estratos
significativamente débiles en los sondeos realizados.
En las perforaciones realizadas en 2015, el nivel freático no fue observado.
Según lo anterior, y considerando la información recopilada en campo y laboratorio, se consideró que,
en los puntos explorados, el relleno presentaba una buena capacidad de soporte, por lo que no serían
de esperarse deformaciones que afectaran la funcionalidad de las estructuras a instalar, siempre que se
mantuvieran las condiciones del subsuelo estudiado.
2.2 Excepciones a la normativa vigente
De acuerdo a la investigación realizada en 2015, en general se observa que el material empleado como
relleno no cumple con lo especificado en el apartado 2.1 de la Norma PDVSA AK‐11 Earthwork –
Excavation & Backfill, la cual es de uso obligatorio en proyectos industriales petroleros en Venezuela.
Esta norma especifica que los materiales de relleno deben ser A‐1, A‐2 o A‐3, es decir, materiales
granulares drenantes.
Sin embargo, debido a la escasa disponibilidad de dichos materiales en áreas cercanas al proyecto, los
responsables del mismo aceptaron realizar una excepción a la normativa previamente citada,
permitiendo que los rellenos sean conformados con materiales A‐2‐6, A‐4 y A‐6 provenientes del corte
de colinas cercanas al proyecto.
En este punto, cabe mencionar que dichos materiales son particularmente sensibles a cambios en el
contenido de humedad, y pueden reducir considerablemente su resistencia al corte e incrementar su
compresibilidad debido al incremento del contenido de agua.
3
DESCRIPCIÓN DE LA FALLA
A finales del año 2016, fueron registrados importantes asentamientos en algunas estructuras localizadas
en el área de relleno de una parcela industrial, ubicada en la ciudad de Puerto La Cruz, Venezuela.
Asentamientos de hasta 180 mm fueron medidos en la Unidad 66B, en algunos sectores de un pipe rack
soportado sobre fundaciones directas aisladas, con una profundidad de empotramiento de 3 m por
debajo de la cota del terreno. En las unidades 83T‐1, 83T‐2 y 85, varias estructuras mostraron
asentamientos de magnitudes similares a los registrados en la Unidad 66B. En todos los casos
mencionados, las estructuras se encontraban en la etapa constructiva, por lo que las deformaciones en
cuestión no se produjeron bajo cargas de servicio.
La Figura 1 muestra la ubicación aproximada de las principales unidades de la instalación industrial
estudiada, señalando también las perforaciones realizadas en el proyecto de IGF durante 2017, así como
los sondeos ejecutados durante las exploraciones de los años 2009 y 2015. Es importante señalar que en
este último estudio, la perforación más cercana al área afectada por las deformaciones registradas, se
localizó a más de 70 m de distancia.
Por otro lado, la Figura 2‐a) muestra fotografías que ilustran la inclinación de una estructura metálica
debido a deformaciones en el terreno de apoyo, así como la presencia de grietas a 45° en elementos de
concreto (típicas de estructuras que sufrieron asentamientos diferenciales significativos), y daños en
mampostería.
En la Figura 2‐b) se observan mediciones correspondientes al control topográfico desarrollado por los
responsables del proyecto. Dichas mediciones corresponden a los puntos que presentaron
asentamientos extremos (mínimo y máximo) en las unidades más afectadas. Cabe destacar que
anteriormente a la fecha Noviembre 2016, en que se iniciaron las mediciones de los asentamientos, no
se reportaron mediciones topográficas de las deformaciones.
Asimismo, de la Figura 2‐b) es posible inferir que los desplazamientos de las estructuras comenzaron
meses antes de las mediciones mostradas en la misma, lo cual sugiere que no se llevó a cabo un control
topográfico progresivo de las cotas de las fundaciones durante la etapa constructiva, dado que no se
dispone de mediciones realizadas en fechas anteriores a Noviembre de 2016, cuando los asentamientos
de las estructuras alcanzaban, en algunos casos, más de 40 mm. Se observan también asentamientos
diferenciales variables entre 45 mm y 168 mm, inadmisibles para las estructuras instaladas en el
proyecto.
Finalmente, cabe destacar que las fundaciones de todas las estructuras que sufrieron deformaciones,
eran fundaciones directas aisladas, fundaciones combinadas o losas de fundación (es decir, fundaciones
superficiales), lo que confirmó la presencia de un problema significativo de compresibilidad de los
estratos del subsuelo afectados por el incremento de esfuerzos debidos a la aplicación de las cargas en
el terreno de fundación, en algunos sectores de la parcela.
U‐84
U‐83T‐1
U‐83T‐2
U‐86
U‐66B
U‐78
U‐85
U‐87
Mar‐17
Feb‐17
Ene‐17
Dic‐16
a)
Nov‐16
Figura 1. Ubicación de unidades y perforaciones realizadas durante los estudios de 2009, 2015 y 2017.
b)
Figura 2. a) Evidencias de asentamientos en unidades afectadas; b) mediciones topográficas de control.
4
ANÁLISIS DE LAS CAUSAS
4.1 Hipótesis de las causas
A partir de las evidencias observadas en campo y del análisis de la información geotécnica y ambiental
disponible, las deformaciones observadas en las Unidades U‐66B, U‐83T‐1, U‐83T‐2, U‐84, U‐85 y U‐86
pudieran estar asociadas a dos (2) causas principales:
1. Causas constructivas. Existencia de una zona localizada de la parcela, en la cual el material de
relleno fue pobremente compactado por debajo de la cota de asiento de las fundaciones (3 m
de profundidad, medidos desde la cota actual del terreno).
2. Causas ambientales. Debilitamiento del relleno por efecto de la infiltración de agua de lluvia,
debido a la ocurrencia de intensas lluvias en el área durante los trabajos de construcción en
2016.
A fin de analizar estas causas, fueron consideradas dos hipótesis. El análisis de esas hipótesis implicó, a
su vez, dos objetivos fundamentales: i) verificar la existencia, o no, de un relleno pobremente
compactado en el terreno estudiado; y ii) analizar el efecto del incremento del contenido de humedad
en el relleno, debido a la infiltración de agua de lluvia.
Las hipótesis planteadas fueron las siguientes:
A. En el área de estudio existe un relleno adecuadamente compactado, constituido por materiales
predominantemente arcillosos, particularmente sensibles a cambios en el contenido de
humedad, el cual fue humedecido por la infiltración de agua de lluvia. Debido a esto, el relleno
se ablandó, generado los asentamientos de algunas estructuras en las Unidades U‐66B, U‐83T‐
1, U‐83T‐2, U‐84, U‐85 y U‐86.
B. En el área de estudio existe un relleno constituido por materiales predominantemente
arcillosos, particularmente sensibles a cambios en el contenido de humedad, conformado bajo
la aplicación de una energía inferior a la requerida para alcanzar el 95% de la DMS determinada
según la norma ASTM D‐1557 (Proctor modificado). Debido a esto, el relleno experimentó
deformaciones excesivas, generado los asentamientos de algunas estructuras en las Unidades
U‐66B, U‐83T‐1, U‐83T‐2, U‐84, U‐85 y U‐86.
El proceso de validación de estas hipótesis incluyó: I) la realización de una exploración geotécnica
detallada en los sitios donde se observaron los mayores asentamientos de estructuras, a partir de la
realización de perforaciones, calicatas, mediciones de densidad in situ y ensayos de laboratorio; II) el
análisis del nivel de compactación del relleno; III) el análisis del posible ablandamiento del relleno
debido a la infiltración del agua de lluvia; IV) el análisis de la compresibilidad del relleno.
4.2 Investigación geotécnica durante 2017
Los sondeos exploratorios fueron ejecutados entre el 2 de Febrero y el 24 de Marzo de 2017. En ese
lapso se realizaron 15 perforaciones, identificadas como PBH‐01 a PBH‐15, y 5 calicatas, identificadas
como C‐1 a C‐5. La Figura 1‐a) muestra la ubicación de los sondeos, los cuales fueron ejecutados en los
sectores donde se observaron las mayores deformaciones de las estructuras instaladas.
Durante la ejecución de las perforaciones se obtuvieron muestras perturbadas a las profundidades a las
cuales se llevó a cabo el ensayo SPT. Cabe mencionar que el muestreo a cada metro entre la superficie y
3 m de profundidad, se planificó de esa manera porque la exploración se centró fundamentalmente en
la caracterización del estrato compresible, situado por debajo de dicha profundidad.
A fin de limitar la pérdida del contenido de humedad que pudiese ocurrir durante el transporte de las
muestras de suelo al laboratorio, se tomaron porciones de aproximadamente 50 g en el sitio de cada
muestra recuperada en el estrato compresible, y se les determinó su peso húmedo en campo. Estas
muestras fueron posteriormente almacenadas en bolsas plásticas, y llevadas a laboratorio con el resto
de las muestras para su estudio y análisis.
Por otro lado, las calicatas realizadas alcanzaron 4 m de profundidad, y en las mismas fueron tomadas
dos muestras, cada una de alrededor de 50 kg de peso: una entre la superficie y 3 m de profundidad, y
una entre 3 m y 4 m de profundidad. Adicionalmente, se llevaron a cabo mediciones de densidad in situ
a {3; 3,5 y 4} m de profundidad, siguiendo el procedimiento estipulado en la norma ASTM D‐1556
(Standard Test Method for Density and Unit Weight of Soil in Place by Sand‐Cone).
Las muestras recuperadas, tanto de las perforaciones como de las calicatas, fueron analizadas y
ensayadas en laboratorio, siguiendo las especificaciones ASTM vigentes [2], [3].
Durante la exploración realizada en 2017, se determinó la presencia de un relleno entre la superficie y
hasta 11,5 m de profundidad, conformado con materiales A‐2‐4, A‐2‐6, A‐4 y A‐6 de acuerdo al Sistema
de Clasificación AASHTO. En general, dicho relleno está constituido por una matriz de arcilla de baja
plasticidad, con contenido variable de arena, y fragmentos de lutita de tamaño grava.
En este punto, es importante mencionar que, tomando en cuenta las cotas de las perforaciones
realizadas en 2009 y el plano de la topografía del terreno levantado en 2006 (ver Sección 2 de este
trabajo), resultó evidente que el relleno detectado fue conformado en dos etapas: entre la superficie
actual y aproximadamente 3 m en profundidad, el relleno fue conformado entre los años 2009 y 2015;
debajo de esa profundidad, el material de relleno detectado fue colocado en fecha anterior a 2006. La
Tabla 1 ilustra lo anterior.
Perforación
PBH‐01
PBH‐02
PBH‐03
PBH‐04
PBH‐09
PBH‐10
PBH‐11
PBH‐14
PBH‐15
Tabla 1. Espesores de relleno conformado previo y posterior al año 2006.
(a)
(c)
(b)
(c‐d)
(d=a‐b)
Nivel del
Espesor de
Nivel del
Relleno
Relleno
terreno actual terreno antes
relleno en las
conformado
conformado
perforaciones
de 2009(*)
antes de 2006
post 2009
(msnm)
(msnm)
(m)
(m)
(m)
57.90
52.50
5.50
‐‐‐
5.40
57.70
55.00
8.00
5.30
2.70
57.50
55.00
7.50
5.00
2.50
58.25
55.00
5.00
1.75
3.25
57.80
55.00
5.00
2.20
2.80
58.10
55.00
7.50
4.40
3.10
57.70
54.50
7.00
4.00
3.00
56.85
55.00
11.50
9.65
1.85
58.30
55.00
8.00
4.70
3.30
(*) A partir de plano topográfico del año 2006.
msnm = metros sobre el nivel del mar.
Por debajo del material de relleno y hasta la profundidad máxima de exploración, se observa una
sucesión de estratos de materiales cohesivos y granulares de origen sedimentario y aluvial. Estos suelos
están compuestos por arcillas calcáreas de baja plasticidad, con contenido variable de arena, y
fragmentos de lutita tamaño grava; y también por arenas limosas o arenas arcillosas, con contenido
variables de fragmentos tamaño grava.
La Figura 3 muestra la variación de N60 (valor de NSPT corregido por energía) y del contenido de humedad
ω con la profundidad. Las líneas continuas en cada una de las gráficas, representan los valores
promedios. En la misma figura, se señala la transición entre el material de relleno y el terreno natural a
los efectos prácticos.
N60 (golpes/pie)
ω%
ZONA
CRÍTICA
Interfase
relleno‐
suelo
Figura 3. Variación de NSPT y ω con la profundidad.
En la figura anterior, se observa que los valores de NSPT registrados y corregidos por energía entre 3 m y
8,5 m de profundidad resultan inferiores a 15 golpes/pie, y entre 8,5 m y 11,5 m de profundidad,
superan en promedio los 30 golpes/pie. En el terreno natural subyacente, la resistencia a la penetración
se incrementa gradualmente con la profundidad. Asimismo, se observa que el contenido de humedad de
las muestras recuperadas varía entre 5% y 35%, con valores elevados que se encuentran entre 20% y
33% entre 3 m y 8,5 m de profundidad.
En el material de relleno, los valores promedio de límite líquido LL, límite plástico LP e índice plástico IP
resultaron iguales a 31%, 22% y 9%, respectivamente. El suelo natural, por su parte, presenta valores
promedio de LL de 35%, LP de 22% e IP de 13%. Estos valores evidencian que los suelos finos y la porción
fina de los suelos gruesos, presentan baja plasticidad.
De acuerdo a lo anterior, resulta evidente la presencia de una capa de material de baja resistencia entre
la superficie y 11,5 m de profundidad, en la cual se observa un sector crítico de muy baja resistencia
entre 3 m y 8,5 m de profundidad.
4.3 Características del relleno
Tal como se mencionó en la sección 4.2 de este trabajo, de acuerdo a los análisis realizados sobre las
muestras de suelo y la información topográfica disponible, en el sector que corresponde a las unidades
U‐66B, U‐83T‐1, U‐83T‐2, U‐84, U‐85 y U‐86, el relleno fue colocado en dos etapas: una anterior al año
2006, y otra posterior al año 2009 (ver Tabla 1).
Sin embargo, es importante mencionar que los materiales observados en perforaciones y calicatas son
similares. Esto significa que la fuente de los materiales empleados antes de 2006 y después de 2009 en
la conformación del relleno, son los mismos, o bien que provienen de fuentes de origen geológico
similar.
De acuerdo a los ensayos de laboratorio realizados, el material empleado como relleno clasifica, en
general, como A‐2‐4, A‐2‐6, A‐4 y A‐6 según el Sistema de Clasificación AASHTO. A fin de conocer las
características de compactación del material de relleno, fueron ejecutados cinco (5) ensayos de
compactación Proctor modificado sobre muestras recuperadas de las calicatas C‐1 a C‐5. La Tabla 2
resume la información obtenida de dichos ensayos.
Tabla 2. Resultados de ensayos de compactación en laboratorio sobre muestras de las calicatas C‐1 a C‐5
CHO
Calicata
Clasificación
Clasificación
Pas. #200
IP
DMS
(%)
AASHTO
SUCS
(%)
(%)
(kg/m3)
C‐1
A‐6 (2)
(GC)s
39
11
1945
11
C‐2
A‐2‐6 (0)
(GC)s
21
14
1916
15
C‐3
A‐2‐6 (0)
(GC)s
22
11
1959
12
C‐4
A‐2‐6 (0)
(GC)s
23
14
1964
12
C‐5
A‐2‐4 (0)
(GC)s
14
8
1952
11
Pas. #200 = porcentaje pasante por el tamiz # 200; IP = índice plástico; DMS = densidad máxima seca;
CHO = contenido de humedad óptimo.
De la tabla anterior, se desprende que los materiales de relleno presentan características similares en
todas las calicatas realizadas, excepto para el caso de la calicata C‐2, en la cual el CHO es entre 3% y 4%
superior al del resto de calicatas. Esto podría estar relacionado a la variabilidad intrínseca de los
materiales empleados como relleno, o bien con alguna particularidad durante la ejecución del ensayo
Proctor en laboratorio.
Así, descartando los resultados obtenidos de la calicata C‐2, para el material de relleno estudiado se
consideran representativos los siguientes valores: DMS = 1955 kg/m3 y CHO = 11,5% (valores promedio
de los ensayos realizados).
Finalmente, es importante mencionar que, en general, el material empleado como relleno no cumple
con lo especificado en el apartado 2.1 de la norma PDVSA AK‐11 (ver sección 2.2 de este trabajo).
4.4 Condiciones de compactación del relleno
De acuerdo a lo estipulado en la sección 3.7 de la norma PDVSA AK‐11 Earthwork – Excavation &
Backfill, el grado de compactación de un relleno alrededor o debajo de fundaciones, debe ser al menos
igual al 95% de la DMS del ensayo Proctor modificado. Así, a fin de verificar que dicha condición haya
sido cumplida en el terreno estudiado, se efectuaron mediciones de densidad in situ por medio del cono
de arena a profundidades de {3; 3,5 y 4} m, en las calicatas C‐1 a C‐5.
Es importante mencionar que la información obtenida de las mediciones in situ realizadas corresponde,
en general, al relleno conformado antes de 2006.
Adicionalmente, a fin de analizar el nivel de energía de compactación empleados en el relleno
estudiado, fueron realizados ensayos de compactación en laboratorio a diferentes niveles de energía de
compactación, empleando muestras recuperadas en las calicatas C‐1 a C‐5. La Tabla 3 resume la
información asociado a dichos ensayos.
Tabla 3. Características de los ensayos de compactación sobre muestras de las calicatas C‐1 to C‐5.
Ensayo de
Número
Peso del martillo
Golpes
Energía
compactación
de capas
(lb)
por capa(*)
(kN‐m/m3)
Proctor modificado
5
10
56
2700
3
56
600
Proctor estándar
3
5
45
475
3
23
242
(*) Corregido por efecto de tamaño de partículas, según ASTM D‐698 (esfuerzo estándar) y ASTM D‐
1557 (esfuerzo modificado).
La Figura 4 resume la información obtenida de los ensayos de compactación en laboratorio para
diferentes niveles de energía, así como los valores de densidad y humedad medidos in situ. En esta
figura fueron incluidas las curvas promedio para cada nivel de energía de compactación, así como las
curvas correspondientes a 20%, 40%, 60%, 80% y 100% de saturación.
En dicha figura puede observarse que, en general, los valores de densidad seca in situ resultan inferiores
a 1600 kg/m3, lo cual equivale a niveles de energía de compactación por debajo de los 275 kN‐m/m3. Los
valores de contenido de humedad in situ presentan una gran dispersión, con un mínimo de 7% y un
máximo de 26%. El grado de saturación del terreno presenta un rango variable entre 40% y 80%, sin
alcanzar el grado de saturación total.
Por otro lado, la Figura 5 muestra la variación de la relación de vacíos (ec) con respecto a la densidad
seca obtenida para cada ensayo de laboratorio, y para las condiciones in situ. De esta figura se
desprende que, en general, las relaciones de vacíos determinadas para las condiciones in situ resultan
considerablemente superiores a las relaciones de vacíos correspondientes a materiales compactados.
Esta diferencia se acentúa con respecto a los vacíos correspondientes al material compactado con un
nivel de energía correspondiente al ensayo Proctor modificado (ec < 0,45).
Asimismo, según la Figura 3 (sección 4.2 de este trabajo), en los sectores de la parcela donde fueron
registrados los mayores asentamientos de estructuras, el material de relleno situado entre 3 m (nivel de
asiento de las fundaciones) y 8,5 m de profundidad, presenta valores de N60 correspondientes a
densidades secas in situ inferiores a 1700 kg/m3, muy por debajo del 95% de la DMS para un relleno
compactado. Para la capa de suelo ubicada entre las profundidades antes mencionadas, el contenido de
humedad natural presenta un rango variable entre 20% y 33%, considerablemente superior al CHO de
11,5% determinado para este tipo de material.
Figura 4. Ensayos de compactación en laboratorio y mediciones in situ en calicatas C‐1 a C‐5.
Proctor
modificado
Figura 5. Relación de vacíos vs. densidad seca para diferentes niveles de energía de compactación.
Considerando los análisis previos, se evidencia la existencia de alrededor de 5 m de un relleno no
controlado (incluso sin ningún tipo de compactación, o simplemente compactado por el paso de
camiones) por debajo de la cota de asiento de las fundaciones (entre 3 m y 8,5 m de profundidad), en
aquellos sectores de la parcela estudiada en los que se observaron deformaciones importantes en las
estructuras instaladas. Asimismo, resulta claro que el grado de compactación de dicho relleno, no
cumple con las condiciones estipuladas en la sección 3.7 de la norma PDVSA AK‐11.
4.5 Efectos de la saturación del relleno
Los principales efectos de un proceso de saturación debido a la infiltración de agua de lluvia en rellenos
predominantemente cohesivos, son los siguientes:
 Incremento del contenido de humedad y del grado de saturación del material.
 Disminución de la resistencia al corte debido al ablandamiento del material.
Otro aspecto importante a considerar es que un relleno (a cualquier nivel de energía de compactación)
tiene una capacidad máxima para almacenar agua hasta alcanzar la saturación, la cual depende
directamente de la relación de vacíos.
A fin de analizar los aspectos arriba mencionados, fueron preparadas las Figuras 6 y 7.
La Figura 6‐a) muestra la variación del contenido de humedad (ω) en función de la relación de vacíos (e)
para muestras de suelos compactados a diferentes niveles de energía, obtenidas de las calicatas C‐1 a C‐
5. La Figura 6‐b), por su parte, incluye información sobre el grado de saturación (S) y la relación de
vacíos obtenida a partir de mediciones in situ realizadas en las calicatas antes mencionadas.
Zona de
compactación
óptima
Figura 6. Contenido de humedad vs. relación de vacíos para diferentes niveles de energía de
compactación (EC) y saturación (S), y condiciones in situ según mediciones en calicatas C‐1 a C‐5.
De acuerdo a la información mostrada en la Figura 6, es evidente que los materiales presentes en la
parcela estudiada compactados de acuerdo al patrón derivado de un ensayo Proctor modificado, y
posteriormente saturados debido a alguna razón externa, no alcanzarían contenidos de humedad
superiores al 18%. Para los mismos materiales compactados a niveles de energía inferiores, valores de
contenido de humedad por encima del 25% podrían ser alcanzados. Para rellenos no controlados
conformados con el mismo material, en los cuales la relación de vacíos pudiera ser mayor (y por ende
tendrían mayor capacidad para almacenar agua), se alcanzarían valores de contenido de humedad
superiores a 30% en caso de saturación del material.
En relación a las mediciones in situ realizadas en las calicatas C‐1 a C‐5, en general se observa que el
relleno presenta relaciones de vacíos elevadas, y grados de saturación variables entre 20% y 90%. Esto
evidencia que, además de que el relleno no fue controlado (como se desprende de los elevados valores
de e), el grado de saturación no es uniforme, y generalmente es inferior a 80% (valor de S usual para
rellenos controlados).
Por otro lado, la Figura 7 muestra la variación de la resistencia al corte no drenada (Su), normalizada con
la presión de confinamiento, en función del contenido de humedad natural, para muestras preparadas
con materiales obtenidos de las calicatas C‐1 a C‐5. Estas muestras fueron preparadas bajo condiciones
correspondientes a la DMS y CHO para diferentes niveles de energía de compactación, y posteriormente
fueron sometidas a corte. Adicionalmente, fueron preparadas muestras similares saturadas, y
posteriormente fueron cortadas. Esto permitió analizar la variación de Su para el relleno estudiado,
suponiendo que fue compactado bajo condiciones óptimas y luego fue saturado. En la misma figura se
muestran los valores de Su obtenidos a partir de ensayos de corte directo en muestras recuperadas de
las perforaciones PBH‐02, PBH‐03 y PBH‐04, normalizados con la presión de confinamiento.
Compactación óptima
Compactación óptima
con S = 100%
Figura 7. Variación de la resistencia al corte no drenada (normalizada con la presión de confinamiento)
con el contenido de humedad para el material de relleno estudiado.
De la Figura 7, se desprende que los valores de Su obtenidos en laboratorio no se corresponden con
aquellos esperados para un relleno adecuadamente compactado y saturado.
Considerando los análisis realizados, resulta evidente que el efecto de ablandamiento en el relleno
debido a la infiltración de agua de lluvia no es uniforme. También resulta claro que, en general, el efecto
de ablandamiento por saturación es menos significativo que la baja resistencia del material debido a la
baja energía de compactación. Esto puede explicarse porque los niveles de saturación in situ presentan
una gran variabilidad (entre 20% y 90%), y también por el hecho de que las mayores deformaciones
registradas, no corresponden necesariamente a los sectores con mayores niveles de saturación.
4.6 Compresibilidad del relleno
El módulo de deformación (E) es el parámetro geomecánico que mejor representa la compresibilidad de
un suelo. Dadas las condiciones del subsuelo estudiado, y considerando que el caso más desfavorable
para las fundaciones corresponde a cargas a corto plazo [4], el módulo de deformación no drenado (Eu)
se asume como representativo de las condiciones de compresibilidad para el caso analizado. Así, valores
de Eu para el relleno fueron estimados a partir de un retro‐cálculo basado en la fórmula propuesta por
Harr [5] para asentamientos inmediatos. Para llevar a cabo este retro‐cálculo, se empleó información de
la unidad U‐66B (la más afectada) provista por los responsables del proyecto.
Así, para fundaciones de dimensiones 3 x 3 m y 5 m x 10 m sometidas a una carga de 150 kPa, apoyadas
a 3 m de profundidad desde la cota actual del terreno, y sobre las cuales fueron medidos asentamientos
variables entre 55 mm y 180 mm, los valores de Eu varían entre 2640 kPa y 14500 kPa, con un valor
promedio de 6850 kPa. Este valor de Eu se corresponde con los valores típicos para suelos finos blandos
propuestos por Kulhawy & Mayne [6], resultando que el valor promedio coincide con los publicados por
dichos autores.
Por otro lado, fue estimado el valor de Eu correspondiente a un material de relleno predominantemente
arcilloso, adecuadamente compactado y posteriormente saturado por alguna razón externa. Para ello,
se empleó la correlación propuesta por Duncan y Buchignani [7], la cual se basa en el valor de Su, IP y la
relación de sobre‐consolidación (OCR). Este último parámetro fue asumido según lo recomendado por
Marrasch & Fellenius [8], quienes mencionan que el valor de OCR para rellenos controlados debe ser
considerado mayor a 4, debido a que en el proceso de compactación los esfuerzos laterales se
incrementan significativamente, lo cual afecta directamente el valor de OCR.
Así, empleando la correlación antes mencionada y estimando, a partir de la información mostrada en la
Figura 7, un valor de Su = 34 kPa para S = 100% y una presión de confinamiento equivalente a un
profundidad de 3 m (nivel de asiento de las fundaciones), el valor de Eu para un relleno saturado resulta
ser EuS=100% = 13600 kPa. El valor de Eu = 6850 kPa determinado a partir del retro‐cálculo es
aproximadamente igual al 50% de EuS = 100%. Esta importante diferencia entre ambos valores (aún
considerando el caso de una eventual saturación del material), únicamente puede ser explicada por la
presencia de un relleno no controlado debajo de las fundaciones, en los puntos de la parcela estudiada
donde fueron registrados los asentamientos de las estructuras.
4.7 Efectos combinados
A fin de complementar los análisis mostrados en las secciones 4.3 a 4.6 de este trabajo, fue preparada la
Figura 8. Esta figura representa la variación del incremento de esfuerzos en el suelo debido a una carga
externa de 150 kPa, actuando sobre una fundación de dimensiones 3 x 3 m apoyada a 3 m de
profundidad, estimada según el método propuesto por Boussinesq. Básicamente, esas serían las
condiciones de esfuerzos básicos que generaron los mayores asentamientos de las fundaciones.
Adicionalmente, la Figura 8 muestra la variación de N60, de ω y de la densidad seca (ρd) con la
profundidad, información que resume las condiciones actuales del subsuelo.
N60 (golpes/pie)
ω%
3
ρd (kg/m )
Incrementos carga (kPa)
Figura 8. Variación de N60, ω, ρd y del incremento de esfuerzos con la profundidad.
Como conclusión, en la Figura 8 se observa que la mayor concentración de esfuerzos transmitidos al
terreno por la estructura ocurre en el área donde el relleno fue detectado, entre 3 m y 8,5 m de
profundidad. Para este estrato, los valores de Eu varían entre 2640 kPa y 14500 kPa de acuerdo al retro‐
cálculo efectuado (ver sección 4.6).
La combinación de estas condiciones (mayor concentración de esfuerzos en un estrato débil, con bajos
valores de densidad seca y módulo de deformación, y elevados valores de humedad natural) resultó en
la ocurrencia de los importantes asentamientos registrados en algunos sectores del área estudiada.
4.8 Análisis de hipótesis
De acuerdo a los análisis presentados en las secciones 4.3 a 4.7 de este trabajo, resulta evidente la
validación de la hipótesis B. De acuerdo a esta hipótesis, en el área donde ocurrieron los mayores
asentamientos en estructuras instaladas en las unidades U‐66B, U‐83T‐1, U‐83T‐2, U‐84, U‐85 y U‐86, se
encuentra un relleno no controlado localizado debajo del nivel de asiento de las fundaciones,
constituido por materiales predominantemente arcillosos particularmente sensibles a cambios en el
contenido de humedad, y parcialmente afectado por la infiltración de agua de lluvia.
Asimismo, cabe destacar que, aún tomando en cuenta la naturaleza predominantemente arcillosa del
material empleado como relleno, el efecto de la infiltración de agua de lluvia como factor de saturación
y ablandamiento del mismo, es menos importante que el hecho de que el relleno fue conformado bajo
condiciones no controladas. Esto puede explicarse porque los niveles de saturación in situ presentan una
gran variabilidad (entre 20% y 90%), y también por el hecho de que las mayores deformaciones
registradas, no corresponden necesariamente a los sectores con mayores niveles de saturación
5
SOLUCIÓN PROPUESTA
5.1 Solución de recalce con micropilotes
La solución de fundación propuesta, básicamente consiste en la instalación de un cierto número de
micropilotes para cada fundación directa (aislada o combinada), los cuales atravesarán las fundaciones
existentes y se conectarán estructuralmente con la superestructura por medio de un cabezal, construido
por encima de la fundación original. De esta manera, las cargas transmitidas por la superestructura
serán absorbidas completamente por los micropilotes, y transmitidas a los estratos competentes más
profundos.
Como alternativa a esta solución, fueron analizadas dos opciones: 1) inyecciones de grouting a presión, a
fin de llenar los poros y grietas del terreno, y reducir así la compresibilidad y permeabilidad del relleno
bajo las fundaciones; 2) instalación de pilotes, a fin de transmitir las cargas a estratos competentes
situados por debajo de los 11,5 m de profundidad, medidos desde la cota actual del terreno. Sin
embargo, estas alternativas fueron desechadas. La opción 1) resultó inviable debido al daño potencial
que pudiera ocasionar la inyección de grouting a presión sobre una tubería existente de agua para
enfriamiento, localizada cerca de las fundaciones asentadas. La opción 2), por su parte, no resultó
recomendable debido a que los métodos constructivos de pilotes, requieren la reconstrucción o
extensión de la fundación existente. Debido a estas consideraciones, el empleo de mircopilotes como
método de recalce resultó ser el más recomendable.
5.2 Capacidad geotécnica de micropilotes
Dadas las características del terreno estudiado (ver sección 4.2 de este trabajo), se recomendó la
instalación de micropilotes tipo B, de acuerdo a la clasificación de la FHWA [9]. Los micropilotes tipo B
presentan la característica de que la lechada de cemento es colocada a presión, dentro y alrededor del
refuerzo del micropilote. Las presiones de inyección para este tipo de micropilotes típicamente
presentan un rango variable entre 0,5 Mpa y 1 Mpa (72 psi y 145 psi), a fin de evitar el
hidrofracturamiento del suelo alrededor del micropilote. Los análisis de capacidad de carga de
micropilotes incluyen:
i.
Evaluación de la capacidad estructural admisible a compresión.
ii.
Evaluación de la capacidad geotécnica a compresión.
La capacidad de los micropilotes fue estimada empleando el método propuesto por la FHWA [9]. La
capacidad geotécnica del micropilote (que usualmente rige la capacidad de carga admisible) según dicho
método, se obtiene a través de la siguiente expresión:
Pg 

  D  L
2
(1)
A fin de estimar la capacidad de los micropilotes, se consideró como premisa de diseño que el relleno no
aportaría resistencia, de acuerdo a las recomendaciones estipuladas por la FHWA. Adicionalmente, se
asumió que los micropilotes derivan su capacidad enteramente por fricción o adhesión a los largo de la
interface entre la lechada y el terreno circundante, y que la capacidad por punta es despreciable [10].
Esta fricción o adhesión es considerada en el método propuesto por la FHWA mediante el factor α, el
cual representa la resistencia lechada‐terreno.
El factor α fue estimado mediante el método general de resistencia por fuste, inicialmente propuesto
por Tomlinson [11] para pilotes hincados, y posteriormente fue corregido de acuerdo a las
recomendaciones de Jeon & Kulhawy [12] para adaptar dicho factor a micropilotes. Dichos autores las
llevaron a cabo un la comparación de valores de α estimados con el método propuesto por Tomlinson,
con valores de α obtenidos a partir de pruebas de carga en micropilotes, y propusieron factores de
corrección para emplear en casos prácticos. Según Tomlison, el factor α depende parcialmente de la
resistencia al corte no drenada del terreno, y parcialmente de la naturaleza del suelo por encima del
estrato rígido en el que descansaría la punta del pilote. Así, a fin de obtener los valores de α de diseño
correspondientes a cada estrato de suelo situado por debajo del relleno pobre, los valores de α
estimados en base a Su considerando el método de Tomlison, fueron afectados por el factor 1,5, de
acuerdo a las recomendaciones de Jeon & Kulhawy.
La Tabla 4 resume la capacidad de carga de micropilotes individuales. En la misma tabla se muestran las
características generales de los micropilotes analizados, considerando las opciones de micropilotes
disponibles en Venezuela.
Tabla 4. Capacidad admisible para micropilotes individuales.
Materiales
D
L
Capacidad (kN)
D´
e
fy
f´c
(mm)
(m)
Estructural(*) Geotécnica(**)
(mm) (mm) (MPa) (MPa)
1
114
7
355
50
140
15
684
330
2
150
10
420
39
200
15
1344
475
3
168
11
240
25
200
12
909
280
D = diametro del micropilote en contacto con el terreno; D´ = diámetro externo del acero de
refuerzo (tubo); e = espesor del acero de refuerzo; fy = esfuerzo de cedencia nominal para el
acero de refuerzo; f´c = resistencia a la compresión de la lechada.
(*) Resistencia estructural evaluada considerando FS = 2,5 para la resistencia de la lechada;
FS = 2,0 para la resistencia del acero de refuerzo, de acuerdo a las recomendaciones de la
FHWA.
(**) Valores considerando: FS = 2,0 para la resistencia geotécnica (de acuerdo a
recomendaciones de la FHWA); y valores de α entre 129 kPa and 214 kPa.
Opción
A partir de un análisis técnico‐económico llevado a cabo por los responsables del proyecto, se decidió el
empleo de los micropilotes de la Opción 2.
Por otro lado, dada la presencia de suelos de baja rigidez por debajo de la cota de asiento de las
fundaciones, se llevó a cabo la verificación por pandeo, siguiendo los procedimientos propuestos por
Cadden & Gomez [13] y recomendados por la FHWA. Según dichos autores, si el valor del módulo de
reacción lateral límite del suelo para pandeo EsLIMIT, es menor que el módulo de reacción lateral Es
asumido para el suelo, no serían de esperarse problemas asociados al pandeo de los micropilotes. El
LIMIT
depende de las propiedades geométricas y de las propiedades del material del
valor de Es
micropilote, mientras que Es depende del terreno.
Así, dadas las características de los micropilotes analizados, para un valor mínimo estimado de EsLIMIT
igual a 158 kPa y un valor asumido de Es igual a 2400 kPa (valor mínimo recomendado para arcillas
blandas), resulta evidente que no serían de esperarse problemas relacionados con el pandeo de
micropilotes. Cabe destacar que los valores de EsLIMIT y Es antes mencionados, fueron estimados a partir
de valores típicos recomendados por la FHWA, respresentativos del caso estudiado.
Finalmente, puesto que los micropilotes serían instalados en grupo para recalzar las fundaciones, se
siguió lo estipulado en FHWA [9] para estimar la capacidad de carga del grupo. Según dicha referencia, si
la separación centro a centro (s) de los micropilotes en grupo es mayor o igual a 3 veces el diámetro del
micropilote (s ≥ 3D), la capacidad total del grupo de micropilotes en suelos cohesivos, puede calcularse
como la suma de la resistencia individual de cada micropilote en el grupo.
Asimismo, se recomendó a los responsables del proyecto que para analizar el efecto de grupo
empleando softwares estructurales (tales como SAP o STAT‐PRO), deben seguirse las recomendaciones
estipuladas por Reese & Van Impe [14] en relación al factor k (coeficiente de reacción lateral del
terreno). Según dichos autores, el coeficiente k debe ser considerado igual al de un micropilote
individual si s ≥ 8D. Para valores de s menores, recomiendan los siguientes relaciones en función del
valor de k para micropilotes individuales: 0,70 (s = 6D); 0,40 (s = 4D); 0,25 (s = 3D).
5.3 Pruebas de carga en micropilotes
A fin de asegurar la funcionalidad de la solución de fundación propuesta, se llevó adelante un programa
de pruebas de carga sobre micropilotes. Dicho programa se realizó siguiendo los lineamientos
establecidos por la FHWA [9]. Los objetivos de este programa de pruebas de carga, fueron los siguientes:
 Evaluar procedimientos constructivos.
 Evaluar la capacidad de carga real de micropilotes individuales.
El programa incluyó la prueba de cinco (5) micropilotes (equivalentes al 1% del total de elementos a
instalar) ubicados en diferentes sectores del área afectada. De los diferentes tipos de pruebas de carga
propuestas por la FHWA [9], se llevó a cabo la prueba denominada proof test, debido a que a través de
la misma es posible verificar el procedimiento constructivo del contratista, así como el posible efecto de
creep que pudiera producirse en el micropilote al ser cargado.
Los criterios de aceptación para las pruebas de carga establecidos por la FHWA [9], fueron los siguientes:
1. Movimiento total de la cabeza del micropilote bajo carga de diseño. Para este criterio, se
prescribe un movimiento máximo para la cabeza del micropilote sometido a la carga de diseño,
en base a los movimientos admisibles por la superestructura. Para el caso estudiado, se
estableció un movimiento máximo de 25 mm, para una carga de diseño igual a 490 kN (50 Ton).
2. Movimiento total de la cabeza del micropilote bajo carga sostenida (creep). Para este criterio, el
movimiento total de la cabeza del micropilote, no debe exceder 1 mm (0,04 in) durante 10 min,
para una carga igual a 1,3 veces la carga de diseño. En caso de que el movimiento registrado
exceda dicho límite en los primeros 10 min, la carga será mantenida durante 50 min
adicionales. Si en este período el movimiento de la cabeza del micropilote no excede los 2 mm
(0,08 in), el micropilote es considerado aceptable respecto al creep.
La Figura 9 muestra el sistema de reacciones instalado para cada prueba, así como el arreglo general de
la misma.
Micropilote a
ensayar
Celda
de
carga
Reacciones
Gato hidráulico 980 kN
(100 Ton)
Deflectómetros
(apreciación 0,001 in)
Figura 9. Sistema de reacciones y arreglo general para pruebas de carga de micropilotes.
La primera prueba de carga se llevó a cabo en uno de los primeros micropilotes instalados, previo a la
producción en serie de los mismos. Es importante aclarar que el método constructivo de dichos
micropilotes difería de lo establecido por la FHWA [9] para micropilotes tipo B, debido a que la
perforación se ejecutó empleando lodo bentonítico, y la presión de inyección de la lechada resultó
inferior a 70 psi. La Figura 10 muestra los resultados de las pruebas de carga realizadas, identificadas del
1 al 5, siendo “1” la primera, y “5” la última prueba.
Tal como se observa en la Figura 10‐a), el primer micropilote falló en el cuarto incremento de carga, el
cual corresponde al 60% de la carga de diseño (aproximadamente 295 kN – 30 Ton). El asentamiento de
la cabeza del micropilote para esa carga fue de 30 mm, 5 mm por encima del asentamiento máximo
admisible para la carga de diseño.
De acuerdo a lo establecido en la sección 7.4.3.3 de FHWA [9], en caso de falla del micropilote (como
efectivamente ocurrió), el contratista debe revisar el diseño del elemento, el procedimiento
constructivo, o ambos. Luego de revisado el diseño (en el cual no se encontraron deficiencias), al
analizar el método constructivo se llegó a la conclusión de que el uso de lodo bentonítico durante la
perforación previo a la colocación de la lechada, afectó la adherencia terreno‐micropilote. Es decir, que
el factor α bajo esas condiciones resultaba considerablemente inferior al factor α utilizado en el diseño.
En base a lo anterior, el contratista efectuó significativos cambios en el proceso constructivo, incluyendo
el empleo de aire en lugar de agua y lodo bentonítico durante la perforación. Asimismo, se procedió a
realizar la instalación directa en la perforación del tubo de refuerzo de D´ = 150 mm, y posteriormente la
inyección de la lechada a presiones superiores a 0,5 Mpa (72 psi), primeramente dentro del tubo, y
luego entre el tubo de refuerzo y el terreno, desde el fondo del micropilote hacia arriba.
Figura 10. Resultados de pruebas de carga en micropilotes.
Tal como se observa en la Figura 10‐b), las pruebas 2 a 5, realizadas luego de las mejoras constructivas,
cumplieron con los criterios de aceptación establecidos. La diferencia observada en los resultados de la
prueba 4 (deformación máxima de 10 mm) respecto a las pruebas 2, 3 y 5 (deformaciones máximas
inferiores a 4 mm), podría estar asociado a ciertas diferencias en el tipo de suelo, propias de la
heterogeneidad intrínseca a cualquier terreno.
6
LECCIONES APRENDIDAS
A partir de los análisis realizados, derivaron las siguientes lecciones aprendidas:
 Material empleado como relleno. Es importante respetar lo establecido en la normativa vigente
respecto a que el material a utilizar como relleno, debe ser material granular drenante. El
empleo de materiales con alto contenido de arcilla, susceptibles a modificar sus condiciones
ante cambios en la humedad del terreno, no es recomendable para rellenos en instalaciones
industriales, ya que durante la vida útil de la instalación, es altamente factible la ruptura de
tuberías enterradas, o la realización de excavaciones para la instalación de nuevos equipos y
estructuras, lo que constituye un alto riesgo de humedecimiento del terreno.
 Información de estudios previos. La exploración geotécnica para proyectos industriales
petroleros, debe incluir una etapa de revisión de información existente, la cual debe ser
íntegramente facilitada a los consultores por parte de los responsables del proyecto. Los
estudios de suelos deben contemplar un número y profundidad de sondeos suficientes para
caracterizar la totalidad de las áreas donde se construirán las futuras instalaciones.
 Existencia de rellenos no controlados. En caso de detectarse rellenos no controlados en el área
de un proyecto, los mismos deben ser íntegramente removidos, o bien deben emplearse
fundaciones profundas que atraviesen estos materiales.
 Control de calidad en rellenos. Cualquier relleno conformado para una obra civil, debe contar
con un control de calidad adecuado, llevado a cabo por empresas certificadas y con la
experiencia pertinente para ejecutar de manera segura y confiable, los ensayos de campo y
laboratorio que aseguren la calidad y funcionalidad del relleno.
 Pruebas de carga en micropilotes. En el proyecto realizado, resultó evidente la utilidad de las
pruebas de carga recomendadas en la normativa vigente, ya que permitieron verificar la
capacidad admisible de los micropilotes e identificar deficiencias en el procedimiento
constructivo, y modificarlos para cumplir las premisas de diseño.
 Efectos económicos en el proyecto.,
7
REFERENCIAS
[1] Rodríguez González, L., Ingeniería geotécnica forense (casos historia) – parte, Artículo Técnico para el
Centro Geotécnico Internacional, 2016, www.centrogeotecnico.com.
[2] Annual Book of ASTM standards 2016, Section 4, Volume 0409, Soil and rock (I) D420‐D5876.
[3] Annual Book of ASTM standards 2016, Section 4, Volume 0409, Soil and rock (II) D5877‐latest.
[4] Lambe, W. y Whitman, R., Mecánica de suelos, México: LIMUSA, s.a., 1972.
[5] Harr, M., Fundamentals of theoretical soil mechanic, USA: McGraw‐Hill, 1966.
[6] Kulhawy, F. & Mayne, P., Manual on estimating soil properties for foundation design, USA: Electric
Power Research Institute (EPRI), Research Report 1493‐6, 1990.
[7] Duncan, J. & Buchignani, A., An engineering manual for settlement studies, USA: Department of Civil
Engineering, University of Berkeley, California, 1976.
[8] Massarsch, K. & Fellenius, B., Deep vibratory compaction of granular soils, USA: Elsevier Publishers,
Chapter 19 in Ground Improvement‐Case Histories, 2005, pp. 633‐658.
[9] Micropile design and construction, USA: U.S. Department of Transportation, Publication N° FHWA
NHI‐05‐039, 2005.
[10] Cadden, A., Gómez, J., Bruce, D. & Amour, T., Micropiles: recent advances and future trends, USA:
Conference Constributions in Honor of George Gobel., 2004.
[11] Tomlinson, M., Pile design and construction practice – Fourth Edition, USA: E & FN SPON, 2004.
[12] Jeon, S. & Kulhawy, F., Evaluation of axial compression behavior of micropiles, USA: ASCE
Foundation and Ground Improvement Proceedings, 2001.
[13] Cadden, A. & Gómez, J., Buckling of micropiles – a review of historic research and recent
experiencies, USA, Schnabel Engineering Associates Report, 2002.
[14] Reese, L. & Van Impe, W., Single piles and pile groups under lateral loading, UK: CRC Press‐Taylos &
Francis Group, 2011.
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