NCHRP
INFORME 611
Análisis sísmico y Diseño de muros de contención, estructuras enterradas, pendientes,
y terraplenes
PROGRAMA Cooperativa Nacional de Investigación de Carreteras
JUNTA DE TRANSPORTE DE INVESTIGACIÓN 2008 COMISIÓN EJECUTIVA *
FUNCIONARIOS
doC ABELLO: Debra L. Miller, Secretario, Kansas DOT, Topeka VH IELO doC ABELLO: Adib K. Kanafani, El profesor Cahill de Ingeniería Civil, Universidad de California, Berkeley
mi JECUTIVO re IRECTOR: Robert E. Skinner, Jr., Transportation Research Board
MIEMBROS J. Barry Barker, Director Ejecutivo, Autoridad de Tránsito de la ciudad del río, Louisville, KY
Allen D. Biehler, Secretario, Pennsylvania DOT, Harrisburg John D. Bowe, Presidente, Región de las Américas, APL Limited, Oakland, CA
Larry L. Brown, Sr., Director Ejecutivo, Mississippi DOT, Jackson
Deborah H. Butler, Vicepresidente Ejecutivo, Planificación y CIO, Norfolk Southern Corporation, Norfolk, VA William AV Clark, Profesor del Departamento de Geografía de la Universidad de California en Los Ángeles
David S. Ekern, Comisionado, Virginia DOT, Richmond Nicholas J. Garber, Henry L. Kinnier Profesor del Departamento de Ingeniería Civil de la Universidad de Virginia, Charlottesville
Jeffrey W. Hamiel, Director Ejecutivo, Comisión de Aeropuertos Metropolitanos, Minneapolis, MN Edward A. (Ned) Helme, Presidente del Centro de Política de Aire Limpio, Washington, DC
Will Kempton, Director, California DOT, Sacramento Susan Martinovich, Director, Nevada DOT, Carson City Michael D. Meyer, Profesor de la Facultad de Ingeniería Civil y Ambiental, Instituto de Tecnología de Georgia, Atlanta Michael R. Morris, Director de Transporte, Norte de Texas Consejo de Gobiernos del Centro, Arlington
Neil J. Pedersen, Administrador, Maryland State Highway Administration, Baltimore Pete K. Rahn, Director, Missouri DOT, Jefferson City Sandra Rosenbloom, Profesor de Planificación de la Universidad de Arizona, Tucson
Tracy L. Rosser, Vicepresidente, Tráfico corporativa, corporativa, Wal-Mart Stores, Inc., de Bentonville, AR Rosa Clausell Rountree, Director Ejecutivo, la carretera estatal Georgia y Autoridad de Peaje, Atlanta
Henry G. (Gerry) Schwartz, Jr., Presidente (retirado), (retirado), Jacobs / Sverdrup Civil, Inc., St. Louis, MO C. Michael Walton, Presidente Centennial Centennial Ernest H. Cockrell de Ingeniería de la Universidad de Texas, Austin
Linda S. Watson, CEO, Autoridad Regional de Transporte de la Florida LYNX-central, Orlando
Steve Williams, Presidente y CEO, Maverick Transportation, Inc., Little Rock, AR
Miembros natos Thad Allen ( ( Adm., US Coast Guard), Comandante, Guardia Costera de Estados Unidos, Washington, DC
Joseph H. Boardman, Administrador Federal de Ferrocarriles, USDOT
Rebecca M. Brewster, Presidente y COO, I nstituto Americano de Investigación del Transporte, Smyrna, GA
Paul R. Brubaker, Investigación y Tecnología innovadora administrador, USDOT George Bugliarello, Presidente emérito y profesor de la Universidad, Instituto Politécnico de la Universidad de Nueva York; Secretario de Relaciones Exteriores, la Academia Nacional de Ingeniería, Washington, DC
Sean T. Connaughton Connaughton,, Administrador Marítimo, USDOT LeRoy Gishi, Jefe de la División de Transporte, Oficina de Asuntos Indígenas del Departamento del Interior de Estados Unidos, Washington, DC
Edward R. Hamberger, Presidente y CEO de la Asociación Americana de Fer rocarriles, Washington, DC John H. Hill, Administrador Federal de Seguridad de Autotransportes, USDOT
John C. Horsley, Director Ejecutivo, Asociación Americana de Carreteras Estatales y Transporte, Washington, DC Carl T. Johnson, Pipeline y peligrosos Administrador de Seguridad de Materiales, USDOT J. Edward Johnson, Director de la Dirección de Ciencia Aplicada, Administración Nacional de Aeronáutica y del Espacio, John C. Stennis Space Center, MS
David Kelly, Administrador de la actuación, la Administración Nacional de Seguridad Vial, USDOT Thomas J. Madison, Jr., Administrador, Administración Federal de Carreteras, USDOT William W. Millar, Presidente de la Asociación Americana de Transporte Público, Washington, DC James S. Simpson, Federal Administrador de Tránsito, USDOT Robert A. Sturgell, Administrador de la actuación, la Administración Federal de Aviación, USDOT Robert L. Van Antwerp ( (E l teniente general, Ejército de los EE.UU.), Jefe de Ingenieros y el comandante general, el Cuerpo de Ingenieros del Ejército, Washington, DC
* Miembros a partir de noviembre de 2008.
NATIONALCOOPERATIVEHI GHWAYRESEARCHPROGRAM
NCHRP INFORME 611
Análisis sísmico y Diseño de muros de contención, estructuras enterradas, pendientes,
y terraplenes Donald G. Anderson CH2M HILL Bellevue, WA
Geoffrey R. Martin T NIVERSIDAD DE S UR do ALIFORNIA Los Ángeles, California
Ignacio (Po) Lam mi ARTH METRO ecánica, yo CAROLINA DEL NORTE.
Fountain Valley, CA
JN (Joe) Wang PAG incendios provocados segundo RINCKERHOFF yo CAROLINA DEL NORTE.
Nueva York, NY
áreas de estudio
Puentes, otras estructuras, y Hidráulica e Hidrología
La investigación patrocinada por la American Association of State Highway and Transportation Officials en cooperación con la Administración Federal de Carreteras
Transportat Investigación de Iones JUNTA WASHINGTON DC 2008 www.TRB.org
PROGRAMA Cooperativa Nacional de Investigación de Carreteras Sistemática investigación, bien diseñado proporciona el enfoque más eficaz para la solución
INFORME NCHRP 611
Proyecto 12-70 ISSN 0077-5614 ISBN: 978-0-309-11765-4
de muchos problemas que afectan a los administradores e ingenieros de carreteras. A menudo,
Biblioteca del Congreso de control el número 2008911003 © 2008
los problemas viales son de interés local y puede ser mejor estudiado por los departamentos de
Transportation Research Board
carreteras individualmente o en colaboración con sus universidades estatales y otros. Sin embargo, el crecimiento acelerado de transporte por carretera se desarrolla problemas cada vez más complejos de gran interés para las autoridades de la carretera. Estos problemas son los más estudiados a través de un programa coordinado de investigación cooperativa.
permiso de copyright En reconocimiento a estas necesidades, los administradores de la carretera de la
Autores en el presente documento son responsables de la autenticidad de sus materiales y para la obtención de permisos por escrito de los editores o de las personas que son dueños de los derechos de autor de cualquier material previamente publicado o con
Asociación Americana de Carreteras Estatales y Transporte inició en 1962 un programa de
derechos de autor usa en este documento.
investigación nacional de carreteras objetivo empleando técnicas cientí fi cos modernos.
Programas de Investigación Cooperativa (CRP) concede permiso para reproducir material en esta publicación para
Este programa se apoya sobre una base continua con fondos de los Estados miembros
fines aula y sin fi nes sin fines de lucro. Se da el permiso con el entendimiento de que ninguno de los materiales se
participantes de la Asociación y que recibe la plena cooperación y el apoyo de la Administración Federal de Carreteras, Departamento de Transporte de los Estados Unidos.
utiliza para implicar TRB, AASHTO, FAA, FHWA, FMCSA, TLC, o Transit Corporation Desarrollo respaldo de un producto en particular, el método o la práctica. Se espera que aquellos que reproduce el material de este documento para usos fi t educativos y sin fines de lucro dará reconocimiento apropiado de la fuente de cualquier material reproducido o reproducido. Para otros usos de la materia, solicitar el permiso de la PCR.
La Junta de Investigación del Transporte de la Academia Nacional fue solicitada por la Asociación para administrar el programa de investigación debido a la objetividad y la comprensión de las prácticas modernas de investigación reconocido de la Junta. La Junta está especialmente preparado para este propósito ya que mantiene una extensa estructura de los comités de la que pueden extraerse las autoridades sobre cualquier tema transporte por carretera; posee vías de comunicación y cooperación con las autoridades federales, estatales y agencias gubernamentales locales, las
DARSE CUENTA El proyecto que es objeto de este informe era una parte del Programa Nacional Cooperativo de la autopista Las investigaciones realizadas por la Junta de Investigación del Transporte, con la aprobación del Consejo de Administración del Consejo Nacional de Investigación de Gobierno. Dicha aprobación refleja el juicio de la Junta de Gobierno que el programa
universidades y la industria; su relación con el Consejo Superior de Investigaciones Científicas es un
en cuestión es de importancia nacional y apropiada con respecto tanto a los propósitos y recursos del Consejo Superior de
seguro de la objetividad; se mantiene un personal de correlación de investigación a tiempo completo
Investigaciones Científicas.
de especialistas en materia de transporte de carretera para llevar a los hallazgos de la investigación directamente a aquellos que están en condiciones de utilizarlos. El programa se desarrolla sobre la
Los miembros de la comisión técnica seleccionada para supervisar este proyecto y para revisar este informe fueron escogidos para la competencia académica reconocida y con la debida consideración por el resto de disciplinas
base de las necesidades de investigación identi fi cado por los principales administradores de los
necesarias para el proyecto. Las opiniones y conclusiones expresadas o implícitas son las de la agencia de investigación
departamentos de carreteras y de transporte y po r los comités de AASHTO. Cada año, las áreas
que realizó la investigación, y, mientras que han sido aceptados en su caso por el comité técnico, que no son
especí fi cos de investigación necesita ser incluido en el programa se proponen al Consejo Superior de Investigaciones Científicas y el Consejo por la Asociación Americana de Carreteras Estatales y
necesariamente las de la Junta de Investigación del Transporte, el Consejo Superior de Investigaciones Científicas, la American Asociación de Carreteras Estatales y Transporte, o de la Administración Federal de Carreteras, Departamento de Transporte de Estados Unidos.
Transporte. proyectos de investigación para cumplir llenar estas necesidades se definen por la Junta, y los organismos de investigación cali fi cados se seleccionan de entre los que han presentado
Cada informe es revisado y aceptado para su publicación por el comité técnico de acuerdo con los procedimientos
propuestas. La administración y vigilancia de los contratos de investigación son las
establecidos y monitoreados por el Comité Ejecutivo Transportation Research Board y la Junta del Consejo Nacional
responsabilidades del Consejo Superior de Investigaciones Científicas y la Junta de Investigación del Transporte. Las necesidades de investigación carretera son muchas, y el Programa Nacional de Investigación Cooperativa de la carretera puede contribuir de manera significativa a la solución de los
de Investigación de Gobierno. La Junta de Investigación del Transporte de la Academia Nacional, el Consejo Nacional de Investigación, la Administración Federal de Carreteras, la Asociación Americana de Carreteras Estatales y Transporte, y los estados individuales que participan en el Programa Nacional de Investigación Cooperativa de la carretera no promociona productos o fabricantes. El
problemas de transporte por carretera de interés común a muchos grupos responsables. El
comercio o los nombres de los fabricantes aparecen en este documento únicamente porque se consideran esenciales para
programa, sin embargo, está destinado a complementar y no a sustituir o duplicar otros programas
el objeto de este informe.
de investigación carretera.
Los informes publicados de la
PROGRAMA Cooperativa Nacional de Investigación de Carreteras están disponibles en:
Transportation Research Board negocios Office 500 Fifth Street, NW Washington, DC 20001
y se puede pedir a través de la Internet en:
http://www.national-academies.org/trb/bookstore Impreso en los Estados Unidos de América
COOPERATIVERESEARCHPR icionales
PERSONAL DE INFORME CRP NCHRP 611 Christopher W. Jenks, Director de Programas de Investigación Cooperativa Crawford F. Jencks, Director Adjunto de Programas de Investigación Cooperativa David B. Beal, Oficial Superior de Programas
Eileen P. Delaney, Director de Publicaciones
Margaret B. Hagood, Editor
PROYECTO NCHRP 12-70 PANEL El campo de Diseño-Área de Puentes Harry A. Alcaparras, Jr., Arora y Associates, PC, Lawrenceville, NJ ( Silla)
Darrin Beckett, Kentucky Transportation Cabinet, Frankfort, KY Donald Dwyer, Estado de Nueva York DOT, Albany, Nueva York
Ian M. Friedland, Administración Federal de Carreteras, McLean, VA
Michael G. Katona, Gig Harbor, WA Scott M. Olson, Universidad de Illinois en Urbana-Champaign, Urbana, IL M. “Saiid” Saiidi, Universidad de Nevada-Reno, Reno, NV
Anoosh Shamsabadi, California DOT, Irvine, CA Munindra Talukdar, Estado de Washington DOT, Tumwater, WA Jerry A. DiMaggio, FHWA de Enlace GP Jayaprakash, TRB de Enlace
RECONOCIMIENTOS DE AUTOR Trabajo para el Proyecto de NCHRP 12-70 se llevó a cabo por un equipo de proyecto dirigido por CH2M HILL de Bellevue, Washington, con un importante apoyo de Mecánica de la Tierra, Inc., de Fountain Valley, California y Parsons Brinckerhoff Inc. de Nueva York, Nueva York . Liderazgo para el equipo del proyecto fue proporcionada por las siguientes personas: Dr. Donald Anderson, PE de CH2M HILL en Bellevue, Washington, que era el director del proyecto de la obra; El profesor Geoffrey R. Martin, PE de la Universidad del Sur de California, que se desempeñó como Investigador Principal; Sr. Ignacio (Po) Lam, PE de Mecánica de la Tierra, que sirvió como otro investigador principal; y el Dr. JN (Joe) Wang, PE de Parsons Brinckerhoff, que también sirvió como investigador principal. El proyecto incluyó un grupo de asesoramiento técnico que la información técnica suministrada con el Proyecto en varios puntos durante la duración del proyecto. Los miembros del panel fueron: el profesor Robert Holtz, PE de la Universidad de Washington; El Dr. Lee Marsh, PE de Berger ABAM en Federal Way, Washington; El profesor Edward Kavazanjian, PE de la Universidad del Estado de Arizona; y el profesor Tom O'Rourke, PE de la Universidad Cornell Un número de otros individuos proporcionó información importante para el proyecto, incluyendo el Sr. Tony Allen, PE, ingeniero geotécnico Jefe del Departamento de Transporte del Estado de Washington, y el Dr. Anoosh Shamsabadi, PE, i ngeniero de investigación estructural con el Departamento de Transporte de California (Caltrans ). La retroalimentación práctica de ambos individuos fue particularmente útil. El Sr. Amir Zand y el Dr. Hubert Ley de Mecánica de la Tierra también proporcionaron un importante apoyo mediante la realización de análisis y ayudando en el desarrollo de problemas de ejemplo.
PREFACIO
Por David B. Beal Oficial del Estado Mayor
Transportation Research Board
Este informe proporciona métodos analíticos y de diseño para el diseño sísmico de muros de contención, estructuras enterradas, pendientes y terraplenes. El informe detalla el desarrollo de los procedimientos de diseño. Recomendados LRFD especi fi caciones y ejemplos de diseño que ilustran la aplicación de los métodos de diseño y las especificaciones se incluyen en un apéndice. El material de este informe será de interés inmediato para carreteras y puentes diseñadores.
Un diseño de factor de carga y la resistencia (LRFD) especí catión integral fi para el diseño sísmico de puentes de carretera ha sido desarrollado por AASHTO. Esas especificaciones reflejan las últimas filosofías de diseño de puente para lograr altos niveles de desempeño sísmico. Debido a que estas especificaciones se limitan a los puentes de autopista y componentes que están conectados directamente a ellos, tales como pilares y paredes de ala, que no abordan los métodos de análisis nuevos o mejorados o disposiciones de diseño sísmico para muros de contención, estructuras enterradas, pendientes, o terraplenes.
El objetivo de NCHRP Proyecto 12-70 era eliminar las limitaciones de las actuales especificaciones mediante el desarrollo de métodos de análisis y diseño para el diseño sísmico de muros de contención, estructuras enterradas, pendientes y terraplenes. Esta investigación fue dirigida por Donald Anderson, CH2M HILL, Bellevue, Washington, con la ayuda de Geoffrey Martin, de la Universidad del Sur de California; Po Lam, Mecánica de la Tierra; y Joe Wang, Parson Brinckerhoff, Nueva York. El informe documenta completamente el programa usado para desarrollar los procedimientos de diseño.
El informe final se organiza en dos volúmenes. Volumen 1 se publica aquí como NCHRP 611. Informe volumen 2 está disponible en la página web TRB al http://trb.org/news/blurb_detail. asp? id = 9631.
CONTENIDO
VOLÚMEN 1 Reporte final 1 Capítulo 1 Introducción 1
1.1 Objetivos del proyecto En general, el enfoque y Horario
2
Antecedentes 1.2 Proyecto
2
1.2.1 Los planes para implementar la metodología de diseño LRFD
4
1.2.2 Descripción general de las conclusiones de la fase inicial del trabajo
5
1.2.3 Descripción general de las conclusiones de la segunda fase del trabajo
7
1.2.4 Descripción general de las Conclusiones de la tercera fase de trabajo
8
1.3 Organización del Informe Final
8
1.3.1 Volumen 1-Informe Final Proyecto
9
1.3.2 Volumen 2-recomendados Especi fi caciones, comentarios y Ejemplo Problemas
10 Capitulo 2 Recolección de datos y revisión 10
2.1 terremoto base de diseño
11
2.2 Literatura Buscar
12
2.2.1 Referencias clave
14
2.2.2 Observaciones generales
15
2.3 DOT, Vendedor, y consultor Contactos
17
2.4 Conclusiones
18 Capítulo 3 Los problemas y las lagunas de conocimiento 18
3.1 muros de contención
18
3.1.1 gravedad y Semi-Gravedad Walls
21
3.1.2 Muros de Contención MSE
22
3.1.3 Las paredes del suelo de uñas
22 22 23
3.2 taludes y terraplenes 3.2.1 Consideraciones sísmicas para pendientes de suelos
3.2.2 Consideraciones sísmicas de taludes en roca
24
3.3 estructuras enterradas
25
3.4 Conclusiones
26 Capítulo 4 Plan de trabajo: metodologías analíticas 26
4.1 Desarrollos para sísmicos terrestres mociones
28
4.2 Desarrollos para muros de contención
28
4.2.1 generalizadas análisis de equilibrio límite
29
4.2.2 Altura del muro dependiente coeficiente sísmico
30
4.2.3 Análisis de deformación
30
4.3 La evolución de taludes y terraplenes
31
4.4 La evolución de las estructuras enterradas
31
4.4.1 Procedimientos de Análisis para TGD
33
4.4.2 Procedimientos de Análisis de deformaciones permanentes de tierra (PGD)
33
4.5 Resumen
35 Capítulo 5 Sísmicos movimientos del terreno 35
5.1 Criterios de carga sísmica
35
5.1.1 Actualización a Criteria AASHTO sísmica de movimiento de tierra
38
5.1.2 Rango de los temblores de tierra Los niveles en los Estados Unidos para referenciada Rock suave
39
5.1.3 Variación de las formas espectrales de suelo y roca sitios en WUS frente a CEUS
41
5.2 Desplazamiento Newmark correlaciones
41
5.2.1 Enfoque para la Actualización de Gráficos Newmark
41
5.2.2 Descripción de la base de datos de movimiento de tierra
42
5.2.3 Datos desplazamiento permanente
42
Base de datos de Microsoft Access 5.2.4
43
5.2.5 Características aceleración espectral
43
5.2.6 Correlación entre PGV y S 1, P GA y M
43
5.2.7 Newmark bloque deslizante de desplazamiento correlaciones
46
5.2.8 Comparación entre correlaciones
48
5.2.9 Con Nivel confianza
49
5.2.10 Recomendaciones de diseño
49 54
5.3 Correlación de PGV con S 1 5.4 Conclusiones
55 Capítulo 6 Coeficientes sísmicos de altura Dependiente 55
6.1 Las evaluaciones de onda Dispersión
55
6.1.1 Dispersión Los análisis para una pendiente
63
6.1.2 Análisis de dispersión para muros de contención
66
6.2 Conclusiones
68 Capítulo 7 Muro de contención 68
7.1 La práctica actual de diseño
71
7.2 El Método MO y Limitaciones
71
7.2.1 Las presiones sísmicas terrestres activas
73
7.2.2 Las presiones pasiva Tierra sísmicos
74
7.3 Presiones MO Tierra para suelos cohesivos
74
7.3.1 Evaluación de la contribución de Cohesión
74
7.3.2 Resultados de MO análisis para suelos con cohesión
75
7.3.3 Implicación de Diseño
76
7.4 Enfoque GLE para determinar las presiones sísmicas activas
76
7,5 dependiente de la altura sísmicos Diseño Coeficientes
77 79
7.5.1 Evaluación de la impedancia de contrastes y el comportamiento del suelo
7.5.2 Resultados de contraste de impedancia y la no linealidad evaluaciones
81
El diseño basado en Desplazamiento 7,6 por gravedad, gravedad Semi, y Walls MSE
82
7.7 Convencionales por Gravedad Gravedad y semi-Paredes-recomendados método de diseño para la estabilidad externa
84 84
7.8 MSE paredes recomendados Métodos Diseño 7.8.1 Metodología de diseño actual
84
7.8.2 Paredes-Diseño MSE Método para la estabilidad externa
87
7.8.3 Paredes-MSE Diseño Método de Estabilidad Interna
88 88 91 93 94
7.9 Otros Tipos de paredes
7.9.1 Paredes Nongravity voladizo 7.9.2 muros anclados 7.9.3 Las paredes del suelo de uñas
7.10 Conclusiones
96 Capítulo 8 Taludes y terraplenes 96
8.1 Tipos y rendimiento de los pendientes
96
8.1.1 taludes y terraplenes de ingeniería
97
8.1.2 Las pendientes naturales
97
8.2 La práctica actual
97
Enfoque 8.2.1 Límite de Equilibrio
99
8.2.2 Enfoque basado en Desplazamiento
100
8.3 Metodología propuesta de diseño
101
Enfoque 8.3.1 Límite de Equilibrio
101
8.3.2 Enfoque basado en Desplazamiento
101
8.4 Ejemplo de Aplicación
101
8.4.1 Descripción del problema
102
8.4.2 resultados
102
8.5 Otras consideraciones
102
8.5.1 Límite de Equilibrio Métodos Diseño
103
8.5.2 No Análisis de Corte
103
8.5.3 Potencial de Licuefacción
104
8.6 Conclusiones
105 Capítulo 9 Estructuras enterradas 105
9.1 Rendimiento sísmica de alcantarillas y tuberías
105
9.2 Características Alcantarilla / Pipe
106
9.2.1 Las alcantarillas y tubos flexibles
106
9.2.2 Las alcantarillas y tuberías rígidas
106
9.3 Efectos generales de los terremotos y los modos de fallo potenciales
107
9.3.1 temblores de tierra
108
9.3.2 La falta de tierra
108
9.4 sísmica actual práctica de diseño de alcantarillas u otras estructuras enterradas
109
9.5 Metodología general y procedimientos recomendados
109
9.5.1 ovalización de conductos circulares
113
9.5.2 Trasiego de conductos rectangulares
115
9.6 Análisis paramétrico y de la verificación
115
9.6.1 Tipos de Estructuras y otros parámetros utilizados en la evaluación
115
9.6.2 Supuestos y resultados del modelo
129
9.7 Conclusiones y Recomendaciones
131 Capítulo 10 Recomendaciones para trabajos futuros 131
10.1 movimientos de tierra y desplazamientos
131
10.2 muros de contención
132
10.3 taludes y terraplenes
133
10.4 estructuras enterradas
133
10.5 necesidad de métodos con fi rmando
134 referencias 137 Apéndices
1
CAPÍTULO 1
Introducción
Este informe final resume el trabajo que se lleva a cabo sobre el Programa
•
Nacional Cooperativo de Investigación de Carreteras (NCHRP) Proyecto 12-70 Análisis
La optimización del diseño se acerca tanto para el diseño de rutina y casos especiales de diseño utilizando métodos más completos;
sísmico y diseño de muros de contención, estructuras enterradas, pendientes y
•
Evitar el conservadurismo oculto en los enfoques de diseño;
terraplenes. Este proyecto consistió en un esfuerzo para desarrollar métodos de
•
Asegurar aplicabilidad de las especificaciones a zonas sísmicas en todo el país,
análisis y diseño y de la carga y el diseño de factor de resistencia (LRFD)
incluidas disposiciones para “ningún diseño sísmico” en las regiones de baja
especificaciones recomienda para el diseño sísmico de muros de contención, terraplenes, laderas y y estructuras enterradas.
sismicidad; y
•
La satisfacción de la filosofía y LRFD proporciona flexibilidad en el establecimiento de criterios de servicio.
1.1 Objetivos del proyecto En general, el enfoque y Horario Los objetivos generales del proyecto eran desarrollar métodos de análisis y diseño y preparar LRFD especi fi caciones y problemas de ejemplo para el diseño de muros de contención, terraplenes, laderas y y estructuras enterradas. Estos objetivos generales se pretende hacer frente a falencias en AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD o en algunos casos la ausencia de una metodología
El enfoque para el proyecto se centró inicialmente en la recopilación y revisión de los datos durante la Tarea 1, lo que lleva a la documentación de los problemas y las lagunas de conocimiento en la Tarea 2. Los problemas y l as lagunas en el conocimiento de identi fi cado en la Tarea 2 se utilizaron para recomendar desarrollos metodología analítica en la Tarea 3, y un plan de trabajo detallado en la Tarea 4. los resultados de estas cuatro tareas se resumieron en la Tarea 5, el primer informe provisional. Esta fase del trabajo se produjo dentro de los primeros 9 meses de la duración prevista del proyecto de 39 meses.
de diseño recomendado en las especi fi caciones del LRFD. El enfoque utilizado para hacer frente a estos dos objetivos se esbozó en un plan
Tras la presentación de la fi informe provisional primero y el examen por el
de trabajo presentado por el equipo de proyecto para NCHRP en Mayo de 2004. El
Grupo de Supervisión NCHRP y aprobación del plan de trabajo descrito en el fi
plan de trabajo se basa en la propuesta de CH2M HILL a NCHRP en noviembre de
informe provisional primero, el plan de trabajo aprobado se llevó a cabo en la Tarea
2003, con modificaciones que se resumen en el Anexo 2 de CH2M carta de Hill de
6. Un resumen de las especi fi caciones LRFD se preparó en la Tarea 7, y el
fecha 13 de enero de 2004, el Dr. Robert Reilly del Transportation Research Board.
resultados de los desarrollos analíticos y LRFD específico esquema de cationes se
También se incluye en este Plan de Trabajo era un horario Progreso atado a la fecha
resumieron en la Tarea 8, que fue identificado como el segundo i nforme provisional.
de inicio del proyecto de 29 de marzo,
La presentación del segundo informe provisional concluyó la Fase 1 del Proyecto. El calendario para completar el segundo informe provisional fue planeada
2004, y una tabla de entregas para este proyecto. Una copia del Plan de
originalmente para ser aproximadamente 22 meses después de la iniciación del
trabajo para el proyecto se incluye en el Apéndice A Volumen 1 de este
Proyecto; Sin embargo, el trabajo real tomó aproximadamente 24 meses.
Informe Final. Cinco objetivos fundamentales Se identificaron durante la planificación del proyecto en el año 2004. Estos objetivos forman la base para el trabajo que había que hacer durante cada actividad del proyecto. Los cinco objetivos implicados
Fase 2 se inició tras la finalización de Tarea 8. Esta fase Pedidos involucrados Tarea 9-12, donde se prepararon y se sometieron a la Grupo de supervisión de NCHRP para revisión especificaciones, comentarios y problemas de ejemplo. El tercer informe provisional siempre que el primer
•
Mejorar existente o el desarrollo de nuevos métodos analíticos para superar
borrador de las Especi fi caciones, comentarios y problemas de ejemplo, de
las deficiencias de la tecnología existente, basado en suelo-estructura
acuerdo con los requisitos de la tarea 10. Tras la recepción de los comentarios
principios de interacción de sonido;
2 desde el Panel de Supervisión del NCHRP, Tarea 11 se llevó a cabo. Esta tarea se
1.2.1.1 Factores a considerar
trate (1) hacer más modificaciones a las especificaciones, problemas de comentarios, y ejemplo; (2) examinar las observaciones del Grupo de Supervisión sobre el tercer informe provisional, y (3) y la preparación de un informe final. Este trabajo fue programado para ser completado después de 35 meses, pero tomó aproximadamente 39 meses.
La actividad de trabajo final en la Fase 2 en el Proyecto, Tarea 12, la
El requisito básico para este proyecto es para asegurar que la capacidad factorizada excede carga factorizada como se define por la siguiente ecuación para diversos estados límite (o un rendimiento aceptable): φ rnR
≥ Σ γ Pi Q yo
dónde
preparación de los involucrados de este informe final y las especificaciones
φ r = f actor de rendimiento;
revisadas, comentarios, y problemas de ejemplo. Esta tarea se nalizado fi en
R n = r esistencia nominal;
noviembre de 2007, aproximadamente 44 meses después de la iniciación del Plan
γ pi = f actor de carga para el componente de carga YO; y
de Trabajo en abril de 2004. Después de esta presentación, un problema de ejemplo
Q i = c argar efecto debido a cargar componente yo.
adicional se completó, las especificaciones y los comentarios fueron revisados, y el Informe Final fi nalizado en junio de 2008.
( 1-1 )
Durante la fase inicial de trabajo para este proyecto, no se introdujo la metodología anteriormente LRFD. Más bien, el enfoque del trabajo estaba en la identificación y evaluación de una metodología de diseño sin factores de carga o
A lo largo de trabajo en cada tarea dentro del Proyecto hubo un esfuerzo continuo
resistencia. Una vez que las metodologías fueron desarrollados y aprobados, a
para centrarse en el producto final del proyecto. Este producto involucrado una
continuación, se estableció un enfoque para la incorporación de los factores de carga
metodología que se podría utilizar en áreas que son tanto altamente sísmica y
y resistencia en relación con las metodologías recomendadas.
relativamente aseismic; que podrían ser implementadas por el personal de puntos, de proveedores y firmas de consultoría utilizando el software existente sin la necesidad de
Aunque el trabajo en la fase inicial del trabajo hizo recomendaciones que no están
una formación extensa; y que “tenía sentido” en relación con el desempeño observado
presentes en los factores de carga y resistencia necesarias para utilizar con las
durante los terremotos del pasado. Este tema se llevó a cabo durante todo el proyecto,
metodologías propuestas, se tuvo en cuenta por el equipo de proyecto a la forma de carga
desde el principio hasta el fi nal. Para la medida de lo posible, este tema se sigue en la
y factores de resistencia con el tiempo podrían ser utilizados durante el diseño sísmico. Lo
presentación de cada capítulo de este borrador del informe final.
ideal sería que este enfoque se basaría en los factores de carga y resistencia utilizados en el caso de carga estática convencional presentado en la versión actual de la AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de puente.
Para el caso diseño estático los factores de carga y resistencia adecuadas se
Antecedentes 1.2 Proyecto El trabajo sobre el proyecto NCHRP 12-70 se inició en abril de 2004. Los siguientes tres subsecciones proporcionan información de base para el trabajo que se ha logrado. Esta información de fondo incluye un resumen de los planes para la aplicación de la metodología general de diseño LRFD y una visión
han desarrollado para producir un margen coherente de seguridad en la estructura diseñada. Esta misma lógica debe ser seguido para la carga sísmica para muros de contención, terraplenes, laderas y y estructuras enterradas. Sin embargo, el enfoque de de fi nir un margen constante de la seguridad es más di fi culto al de fi nir por las siguientes razones:
general de las conclusiones provisionales del trabajo realizado en el Proyecto. El resumen de las conclusiones ayuda a proporcionar una perspectiva para el trabajo de desarrollo que se resume en los siguientes capítulos.
• Los factores de carga y los casos de carga (es decir, en el lado derecho de la ecuación anterior) tuvieron que ser coherente con los recomendados por el Proyecto de NCHRP 20-07 Directrices LRFD recomendados para el diseño sísmico de puentes de carreteras ( Imbsen, 2006). En el momento en que se inició el proyecto NCHRP 12-70, el Proyecto de NCHRP 20-07 estaba
1.2.1 Los planes para implementar la metodología de diseño LRFD El trabajo llevado a cabo por el Proyecto de NCHRP 12-70 debe ser
estableciendo el período de sujetos terremoto apropiada carga de retorno a la aprobación de la carretera de la AASHTO Subcomité de Puentes y Estructuras (HSCOBS T-3) y, finalmente, la A ASHTO miembros con derecho a voto. Estas recomendaciones daría lugar a cargas más grandes asociados con un evento
coherente con la filosofía y el formato de la AASHTO
sísmico en un sitio de fi específica relativa a los requisitos vigentes en ese
modi fi caciones Diseño Puente LRFD y las disposiciones sísmicas de puentes de
momento AASHTO, pero la probabilidad de la carga se produce disminuido y
carretera. En esta filosofía, “Los puentes deben estar diseñados para estados límite fi
serían relativamente poco frecuente. Bajo esta situación de uso de un factor de
cado para lograr los objetivos de la constructibilidad, seguridad y capacidad de servicio,
carga de la carga sísmica se creía que era demasiado conservador. (El proyecto
prestando la debida atención a las cuestiones de inspectibility, la economía y la estética.
NCHRP 20-07 fue originalmente se refería a que el 12-49 Proyecto de
. . “. En el procedimiento LRFD, los márgenes de seguridad se incorporan a través de la
Actualización de NCHRP.
carga ( γ pag) f actores y rendimiento (o resistencia, φ r) f actores.
3 La intención del proyecto NCHRP 12-07 fue revisar las recomendaciones dadas en el proyecto NCHRP 12-49 (Informe NCHRP 472, 2003) para su uso en la actualización de disposiciones sísmicas en el AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de puente. Una de las principales recomendaciones hechas i nicialmente por el Proyecto NCHRP 20-07 fue aumentar el período de retorno para el diseño sísmico desde el nivel de 500 años en los vigentes en ese momento (2006) LRFD especificaciones para un periodo de retorno de 1.000 años. La probabilidad de ocurrencia para el evento 1000 años es de aproximadamente 7 por ciento en 75 años. Esta recomendación fue aprobada por la AASHTO en julio de 2007, en el momento en que el informe del proyecto NCHRP 12-70
de la pendiente y mecanismos similares. El siguiente tratado con el diseño del sistema de base de la estabilidad externa (es decir, deslizamiento, vuelco, y teniendo) para asegurar que el tamaño de la fundación y la implícita geotécnica (es decir, en general el suelo) de capacidad era su fi ciente. El último implicó el diseño para la estabilidad estructural interna para asegurar que los componentes estructurales
Desde un punto de vista factor de resistencia, diseño podría llevarse a cabo utilizando
funcionaron correctamente en el aumento de la carga dinámica desde el terremoto. Dependiendo de si un proyecto de diseño involucrado un muro de contención, una pendiente o terraplén, o una estructura enterrada, una evaluación de uno o más de estos estados límite puede no ser
ya sea un equilibrio de límite o enfoque displacementbased. La selección de los
necesaria. Por ejemplo,
estaba siendo fi nalizado.)
•
Los diversos estados límite para ser examinados fueron categorizados en tres áreas. El primero consistió en la evaluación de la estabilidad global del sitio en general, que incluye los requisitos para la estabilidad
factores de resistencia para estos dos casos será diferente. Por ejemplo, el uso de un factor de resistencia de menos de 1.0 a menudo resultará en un diseño conservador utilizando métodos de equilibrio límite, pero podría dar lugar a un diseño poco conservador para un enfoque basado en el desplazamiento.
1.2.1.2 Relación con el Proceso de Diseño De la experiencia del terremoto pasado, la mayoría de los casos de fallos observados
Mientras que el punto de partida uso involucrados de los factores de carga y
o postulados se refieren a daños estructurales intolerables, en oposición al movimiento
resistencia igual a 1,0, en ciertas áreas geográficas y para ciertas categorías de
global excesiva, especialmente para los muros de contención y estructuras enterradas.
diseño, el uso de un factor de resistencia de menos de 1,0 (es decir, φ < 1.0) se
Estas estructuras son inherentemente más sensible al movimiento relativo a las
consideró para la simplificación del proceso de diseño. Un ejemplo de esto fue para la
estructuras de superficie. Además, la mayoría de los muros de contención
evaluación de la estabilidad sísmica de pistas. Si no se adopta un enfoque de
independientes (es decir, aparte de los estribos del puente) pueden someterse a un
deformación y el propietario quiere basar la evaluación estrictamente en una
grado significativo de movimiento sin afectar negativamente a sus funciones previstas.
comparación de la capacidad del suelo para cargas sísmicas, el enfoque actual sería la de con fi rmar que el factor de seguridad es mayor que Por lo tanto, la cuestión más germane diseño LRFD era para asegurar la integridad
1.1 a 1.2 para una aceleración coeficiente de 0,5 veces la aceleración máxima del
estructural, comúnmente conocida como el diseño para la estabilidad interna del
suelo (PGA) en la superficie del suelo. (Muchas aplicaciones en la ingeniería
sistema de retención de tierras. Al diseñar para la integridad estructural, el ingeniero
geotécnica se basan en factores de seguridad, donde la resistencia del suelo se
geotécnico será de definir los criterios de carga sísmica y lleva a cabo la interacción
compara con las fuerzas que causan el fracaso. Al utilizar métodos LRFD para el
entre la estructura del suelo análisis, según sea necesario, para la caracterización de
mismo diseño, a menudo es más significativa para referirse a la capacidad a la
la rigidez y la amortiguación fundación parámetros. La responsabilidad del diseño real
demanda (C / D) en lugar del factor de seguridad. el uso de la relación C / D
suele recaer en el diseñador estructural. El ingeniero de estructuras normalmente se
también es consistente con la terminología usada por ingenieros de puentes.
hará cargo de la responsabilidad de llevar a cabo el análisis de la respuesta
discusiones en este informe se referirán relación C / D y el factor de seguridad para
estructural y hará uso de las recomendaciones con respecto a la carga sísmica y la
intercambiable.) este mismo enfoque puede tomarse en el contexto de diseño
rigidez de fundación en un modelo global. El diseñador estructural sería el que
LRFD, pero en este caso el factor de resistencia se define por el recíproco del factor
realmente pasa por el proceso de diseño LRFD en la comprobación de la capacidad
de seguridad utilizado, suponiendo que el factor de carga es igual a
estructural frente a la demanda, y, finalmente, firmará los dibujos estructurales. Requisitos en otras secciones de la AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD son seguidas al llevar a cabo análisis estructurales y las comprobaciones de diseño.
1.0 por las razones indicadas anteriormente.
Con esto en mente la idea central de la obra fue formular las especificaciones LRFD en términos de las tres consideraciones siguientes: Tenga en cuenta que este enfoque general no es siempre el caso. Para algunos tipos de pared, tales como el Mecánicamente Estabilizar la Tierra (MSE) o las paredes de uñas
1. La identificación de los estados límite para ser considerado en el caso de carga terremoto. 2. De fi nir el rendimiento esperado del sistema diseñado para cada uno de los estados límite se define en el punto (1) anterior. 3. contornea los criterios de procedimiento y de capacidad de análisis de diseño.
de suelo, el ingeniero geotécnico también puede ser responsable de la estabilidad interna también. En este caso, el ingeniero geotécnico seleccionaría refuerzo o tamaño de uñas de suelo, y con fi rm que las tensiones impuestas por la carga sísmica son aceptables con respecto a los requisitos LRFD.
4 La comprensión del papel de los ingenieros geotécnicos y estructurales es bastante
soportar sobre 0,12 g pseudo-estática de carga, basado en una capacidad muy
importante, y este proyecto es necesario aclarar estas funciones en el proceso de
conservador asociado con rendimiento primera, con el supuesto más
preparación de las especi fi caciones LRFD. Estas funciones también necesitan ser
conservador en la dispersión de la onda ( es decir, 1,0 como se ha discutido en el
entendida en la definición de factores de carga y resistencia al uso durante el diseño. Ya
capítulo 6), y los criterios de rendimiento estructurales nonyielding más
que los grupos independientes a menudo son responsables de los elementos de diseño,
conservadores.
cada grupo tiene que tener una comprensión básica de lo que está siendo transportada por el factor de carga o resistencia que se utiliza para el diseño sísmico.
3. En una interpretación menos conservadora, más adecuado para correlacionar a los daños estructurales histórica de terremotos pasados, la capacidad inherente es probable que sea mucho mayor, a un PGA en la superficie del suelo tan alto como 0,68 g. Este caso corresponde a un factor de dispersión (véase el Capítulo 6) igual a 0,5, y se deja rendimiento nominal.
1.2.1.3 Ejemplo de concepto de capacidad LRFD Reserva En la formulación de las directrices LRFD, la consideración debe darse a un consenso prevalente entre los profesionales, especialmente en los departamentos de carreteras estatales, que los muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas en general, han funcionado muy bien durante sísmicos eventos-A pesar de que muchas estructuras construidas tienen no se ha diseñado
4. Incluso para un estado límite nonyielding, un factor de dispersión igual a 0,5 se puede justificar por la mayoría de las situaciones de proyecto, especialmente durante gran parte del centro y este de los Estados Unidos (CEUS), donde el temblor de tierra característica tiene menor, a largo plazo el movimiento del suelo contenido. En esta situación, el muro de contención puede soportar un sitio de PGA-ajustado de 0,24 g.
para el caso de carga terremoto. La razón principal de esto se relaciona con el hecho de que la capacidad de la mayoría de los muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas ofrece reserva de su fi ciente para resistir un cierto nivel de
Para el criterio de movimiento periodo de retorno de t ierra de 1.000 años que fue
carga terremoto cuando se diseñan para la carga estática. Esta observación
adoptada por la AASHTO en julio de 2007, la mayoría de las regiones en el CEUS,
necesario para tener en cuenta al formular las especificaciones LRFD para que el
aparte de la Nueva Madrid y las regiones Charleston, tendrán que diseñar para un PGA
enfoque propuesto se determinó que era razonable para los ingenieros que utilizan la
en la superficie del suelo de alrededor 0,1 g o inferior. Durante gran parte del oeste de
metodología.
Estados Unidos (SUM), fuera de California, Alaska y el Pací fi co Noroeste, el diseño sería para un PGA en la superficie del suelo de alrededor de 0,2 g. Sobre la base de la reserva citado estudio de capacidad estructural anterior, junto con los resultados de los
Como ilustración de este punto, el Dr. Lee Marsh, que sirvió en el grupo de
análisis dinámicos de muros de contención, muchas de las regiones en el CEU S y WUS
asesoramiento técnico para el proyecto NCHRP 12-70, cuantificada del nivel de
pueden utilizar la simplificación de criterios de selección para eliminar la necesidad de
capacidad estructural reserva para una pared hipotética, para poner el proceso de
análisis sísmicos excesivamente complicados.
diseño en perspectiva. En el curso de un diseño, muros de contención están diseñados para la estabilidad global y externa (es decir, el proceso de la comprobación de su fi capacidad del suelo ciente para el sistema global), así como para la tensión interna en los componentes estructurales. Dr. Marsh llevó a cabo una serie de análisis para determinar la capacidad estructural de reserva para una pared estándar que había sido
1.2.2 Descripción general de las conclusiones de la fase inicial del trabajo
diseñado para una condición de carga estática. Por simplicidad, el Dr. Marsh realizó el análisis de una pared de tablestacas nongravity voladizo para centrarse en los
La fase inicial del trabajo que implica t areas 1 a 5 del Plan de Trabajo. Se
problemas de integridad estructural, en lugar de que implica complejidad adicional
llegó a varias conclusiones de este primer tr abajo, y estas conclusiones
asociado con otros modos de fallo no estructurales tales como deslizamiento fallo a
formó el marco del plan de trabajo que se implementó en la Tarea 6 y
través del suelo en la base de una pared semi-gravedad. Tales mecanismos introducen
reportado en la primera informe provisional. Lo más destacado de las tareas
un fusible de carga adicional que podría reducir aún más la carga de diseño terremoto a
1 a 4 se resumen a continuación:
un valor más bajo que el caso asociado con paredes de tablestacas. Los resultados de estos análisis se incluyen en el Apéndice B.
• Tarea 1: Recolección de datos y revisión. Las conclusiones de este trabajo fueron que las metodologías disponibles para los profesionales del diseño dentro de los departamentos de transporte (puntos) y consultores para los puntos están limitados
El estudio de sensibilidad realizado por el Dr. Marsh indica lo siguiente:
principalmente cualquiera de los métodos a pseudo-estáticas, tales como el método Mononobe-Okabe (MO) para el diseño de retención estructuras y el método de equilibrio límite de análisis de estabilidad de la pendiente, o para métodos
1. La mayoría de los muros de contención existentes, incluso cuando sólo están diseñados
simplificados de deformación fi ed (por ejemplo, gráficos de Newmark o análisis). A
para la carga estática, han bastar capacidad estructural fi ciente de reservas para soportar
pesar de que estos métodos tienen limitaciones, como se discute en los capítulos
un nivel apreciable de la carga sísmica.
posteriores de este proyecto de informe final, las mejoras en estas metodologías
2. Si un muro de contención ha sido diseñado para satisfacer los requisitos típicos para la carga estática, la capacidad inherente hará
todavía ofrecen
5 los métodos más prácticos para el diseño sísmico. Una tendencia creciente
- estructuras enterradas
Los métodos simples de usar de diseño para alcantarillas y tuberías
hacia el uso de métodos de modelado más rigurosos, como el código de computadora FLAC (Itasca, 2007), para la evaluación de estructuras de
medianas y largesize bajo el efecto de las deformaciones de estanterías
contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas ha ocurrido
sísmicas transversales, teniendo en cuenta suelo-estructura efectos de
recientemente. Mientras FLAC y software similar parecen proporcionar un
interacción. Orientación sobre cómo seleccionar parámetros transitorios
modelado más rigurosa de los distintos problemas del suelo y el
deformación del suelo (o tensión) para fines de diseño y análisis.
suelo-estructura, estos procedimientos más intensivos numéricamente no parecen ser adecuados para el desarrollo de metodologías de diseño del día a
Desarrollo de un procedimiento consistente y racional para
día requeridas por este proyecto.
estructuras enterradas sometidas a diversas formas de •
Tarea 2: problemas y vacíos de conocimiento.Sobre la base de los trabajos
desplazamiento de tierra permanente (PGD), incluyendo la difusión
realizados para esta tarea, las necesidades de desarrollo primarios fueron identi fi
lateral, movimientos de pendiente terraplén o flujo, y fallas.
cados. Estas necesidades incluyen las necesidades comunes que se aplican a los tres de las áreas del proyecto (muros de contención, taludes y terraplenes y
•
Tarea 3: Plan de trabajo-metodologías analíticas. Información tareas 1 y 2 se utilizó para identificar tipos de desarrollos metodología analítica
estructuras enterradas) y evolución de la zona especí fi cas, como se resume aquí:
requeridos. Estos desarrollos resultaron en elementos de productos de
-
trabajo mostrados en la Tabla 1-1. Este resumen es una versión modificada fi
Las necesidades comunes
cado del Anexo 6 del Plan de Trabajo para el Proyecto 12-70 NCHRP.
Mejor definición de los movimientos del suelo que deben ser utilizados durante el diseño, incluyendo los ajustes apropiados para incoherencia movimiento del suelo, amplitud de la deformación, y el movimiento del suelo
•
Tarea 4: Estrategia de Trabajo Plan de rendimiento. Una estrategia para lograr el desarrollo de metodologías analíticas se proporcionó en la Tarea 4.
ampli fi cación / deampli fi cación.
Como se señaló en la declaración proyecto de investigación NCHRP, Tarea 4 también incluye la identificación de ejemplos de aplicaciones y estudios
Desarrollo de procedimientos de selección que aconsejan el
paramétricos que se iban a realizar, incluyendo la comparación con los
diseñador cuando existe margen suficiente en el diseño estático
métodos existentes. La estrategia de actuación que se identificó sirvió como
para evitar la necesidad de análisis sísmicos.
base para el trabajo que se lleva a cabo en la Tarea 6, como se informa en el segundo informe provisional.
De orientación sobre la selección de las propiedades de resistencia del suelo que se debe utilizar durante el diseño sísmico.
-
Muro de contención
procedimiento numérico que evitar deficiencias en el procedimiento de MO a
1.2.3 Descripción general de las conclusiones de la segunda fase del trabajo
niveles de aceleración altos y ángulos de pendiente alta de la espalda y que el suelo mixto manejado ( do- φ) condiciones. La recomendación fue utilizar cualquiera de las ecuaciones
La segunda fase del trabajo cubierto Tareas 6 a 8 del Plan de Trabajo. Este trabajo fue documentado en el segundo informe provisional.
basadas en cuña o un programa de estabilidad límite de equilibrio para determinar las fuerzas necesarias para el diseño sísmico.
El trabajo en la tarea 6 desarrollos involucradas en las cuatro áreas se resumen a continuación. Las discusiones en los capítulos siguientes proporcionan detalles en cada
Gráficos de estimación de desplazamiento de la pared para zonas
una de estas cuatro áreas de desarrollo.
representativas de los Estados Unidos (por ejemplo, CEUS frente WUS).
•
-
Parámetros de movimiento de tierra. Se evaluaron procedimientos para la
Orientación sobre la selección de la sísmica coeficiente para el límite del
selección de parámetros de movimiento de tierra para su uso en el diseño sísmico, y
equilibrio y diseño basado en el desplazamiento y la variación de este
se desarrollaron recomendaciones para la selección de movimientos de tierra para
coeficiente con altura de la pared.
utilizar en los estudios de respuesta sísmica. Planta condiciones de movimiento
Taludes y terraplenes
característico tanto WUS y CEUS fueron considerados durante este desarrollo.
Procedimientos para determinar la sísmica coeficiente apropiado y su variación con la altura del talud. Gráficos de estimar el desplazamiento
•
Muro de contención. Un enfoque para evaluar el comportamiento de muros de
de áreas representativas de los Estados Unidos (por ejemplo, CEUS
contención durante los eventos sísmicos se identificó, y las evaluaciones de este
frente SUM). (Estos gráficos son los mismos que los utilizados para
enfoque se llevaron a cabo. Este enfoque considera la estabilidad global de las
estimar el desplazamiento de muros de gravedad rígidos
paredes, así como las fuerzas que se utilizarán en el diseño estructural. Se
convencionales.)
consideraron varios tipos de muros de contención durante esta evaluación, incluyendo semigravity, en voladizo nongravity (por ejemplo, tablestaca y la pila
Procedimientos para la introducción de los efectos de licuefacción. Los procedimientos para el tratamiento de taludes en roca.
soldado), MSE, anclado, y las paredes de uñas suelo.
6 Tabla 1-1. Propuesta de elementos del producto de trabajo. Tipo de Investigación Evaluar Idoneidad del límite del programa de ordenador de equilibrio basado en el método de rebanadas para la determinación de presión lateral
Métodos o conceptos
Propósito Ofrecer a los usuarios finales los medios para mejorar la
Ejemplos que muestran evaluación de presión de tierras
metodología para establecer las magnitudes del empuje del
sísmicas basados en programas informáticos fácilmente
terreno sísmico de diseño para las condiciones del suelo,
disponibles límite de equilibrio para tipos representativos
mezclados pendientes dorsales empinadas, y los movimientos de
de pared (gravedad, nongravity, anclado, MSE, clavo),
tierra alta.
incluyendo las comparaciones con soluciones gráfico existente.
Los análisis de las paredes MSE
Desarrollar una metodología de diseño revisado para muros MSE
Los análisis para la elaboración de gráficos de diseño para
Proporcionar una base racional para la selección de
la estimación de coeficiente sísmico-Altura dependiente
coeficiente sísmico como una función tanto de altura de la
Se prevé un método de diseño integrado único, basado en programas informáticos de equilibrio límite
tablas separadas o ecuaciones para WUS y CEUS terremotos
pared y la altura de pendiente para diferentes condiciones de suelo Los análisis de Actualización de gráficos de diseño para la
Esta tabla de diseño proporcionará a los usuarios finales de
estimación de la pendiente y desplazamientos movimiento de la
los medios de estimación de los movimientos de pendiente y
pared
de la pared como una función de la aceleración de
Metodología que da cuenta de las diferencias en WUS y CEUS terremotos
rendimiento, PGA, y PGV.
Los análisis para desarrollar enfoques de diseño para la permanente y transitoria de tierra Deformación de alcantarillas y tuberías
Proporcionar orientación diseño y
enfoques de diseño para rígidos alcantarillas / tuberías y uno para flexibles alcantarillas / tuberías
especificaciones
• Taludes y terraplenes. Los métodos para evaluar la estabilidad sísmica de pistas naturales y terraplenes construidos fueron identificados y revisado. Se desarrolló un enfoque basado en la deformación para evaluar el
la información podría ser incorporado dentro del contexto de las especi fi caciones existentes LRFD. Tarea 8, que implicaba la preparación del segundo informe provisional,
comportamiento sísmico de taludes y terraplenes en base a los parámetros
completó la segunda fase del trabajo. El segundo informe provisional se presentó
de movimiento de tierra establecidos para el proyecto.
al NCHRP para su revisión por el Grupo de Supervisión del NCHRP. Comentarios y sugerencias del Grupo de Supervisión del NCHRP se discutieron
• Las estructuras enterradas. Procedimientos para la evaluación de la respuesta de las tuberías y alcantarillas enterradas durante la carga sísmica también fueron
posteriormente durante una reunión entre el Grupo de Supervisión y el equipo del proyecto en Mayo de 2006.
identificados y evaluados. Estos procedimientos se extendieron desde un enfoque utilizado para evaluar el desempeño sísmico de gran diámetro, túneles vehiculares.
Los niveles de esfuerzo para las cuatro áreas de desarrollo no eran iguales. Más
Tanto los movimientos transitorios y permanentes de la planta fueron considerados
prioridad fue colocado en temas en los que el riesgo se considera más alto durante los
en estas evaluaciones. Los tipos de tuberías enterradas variaron de materiales
eventos sísmicos, que se resumen a continuación:
flexibles a las tuberías rígidas. túneles de vehículos no se consideran.
• Muro de contención. En este tema se le asigna la más alta prioridad, como los problemas asociados con el diseño de muros de contención, y en particular el uso de las ecuaciones Mononobe-Okabe, es una fuente continua de incertidumbre para los
Los resultados de los trabajos de Tarea 6 constituían la mayoría del trabajo
diseñadores. Parte de la razón para la asignación de este tema es la más alta
realizado en esta fase. Sin embargo, la obra también incluye un esbozo de las especi
prioridad a las posibles consecuencias de retener los fracasos de pared durante un
fi caciones LRFD, designados como Tarea 7 dentro del Plan de Trabajo. El objetivo de
evento sísmico. Retener daño de la pared y en ocasiones se han observado fallos
Tarea 7 fue esbozar una metodología para implementar el método recomendado para
después de terremotos, y la reparación de estas paredes puede ser largo y costoso.
el diseño sísmico en un formato similar a la usada en los actuales LRFD especi fi
Por último, la categoría de los muros de contención consiste en un número de
caciones. Este esquema construido sobre la vigente en ese momento (2005 y 2006)
diferentes casos, que van desde la gravedad para paredes ancladas. La respuesta
AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD donde sea posible. Sin embargo,
sísmica de estos casos se diferencia en la forma en que las demandas sísmicas se
algunos de los temas abordados durante este proyecto no fueron cubiertas en las
desarrollan dentro de la pared, así como la manera en que estas demandas son
especificaciones LRFD existentes. Para estos casos se hicieron sugerencias sobre
resistidas.
cómo
7 •
Taludes y terraplenes. En este tema se le asigna una prioridad más baja por varias
problemas. Los resultados de este trabajo se resumen en el tercer informe
razones. En primer lugar, muchas veces el diseño sísmico de taludes y terraplenes se
provisional.
cationes y comentarios especificaciones se presentan en tres secciones:
ignora, ya que el costo de mitigar los problemas potenciales es a menudo mucho más que el costo de la reparación de los daños después de un terremoto. Una segunda razón es el factor de seguridad (FS) que se utiliza para el diseño estático de las pendientes (por ejemplo, FS = 1.3 a 1.5 para pendientes permanentes) se observa a menudo para ser su fi
•
Sección X: muros de contención. Esta sección proporcionado propuso
ciente para cubrir la estabilidad durante pequeño para eventos sísmicos medianas (donde
especificaciones y comentarios para seis tipos de muros de: (1) la gravedad rígida y
licuefacción no es un problema). Por último, el fallo de una pendiente a menudo implica un
semi-gravedad paredes (convencionales), (2) paredes nongravity en voladizo, (3)
riesgo mínimo para los usuarios de las carreteras y la pendiente no pueden ser reparados
anclado paredes, (4) de tierra estabilizada mecánicamente (MSE) paredes, (5) paredes
rápidamente.
modulares prefabricados, y (6) paredes de uñas suelo. Con la excepción de las paredes de uñas de suelo, métodos de diseño para cargas de gravedad para cada uno de estos tipos de pared estaban cubiertos dentro de la corriente AASHTO modi fi caciones LRFD
•
Las estructuras enterradas. En este tema se da una prioridad más baja, principalmente
diseño de puente.
debido a las consecuencias del fracaso son a menudo limitadas. Sin embargo, la corriente AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD se de fi ciente en el que no se
•
Sección Y: taludes y terraplenes. Esta sección proporcionado propuso
proporcionan directrices, incluso para aquellos diseñadores que quisieran tener en cuenta
especificaciones y comentarios para el diseño sísmico de taludes y terraplenes.
la carga sísmica.
Las especificaciones cubiertos pendientes naturales y LLS fi ingeniería. Una metodología para hacer frente a los sitios con potencial de licuefacción se incluyó en el pliego de condiciones. AASHTO actual modi fi caciones Diseño
Una de las otras consideraciones importantes durante la segunda fase de trabajo
Puente LRFD no proporcionan orientación específico sobre los métodos
se acontecimientos que se estaban produciendo en el área de movimientos de tierra.
utilizados para evaluar la estabilidad de las pendientes por gravedad y cargas
En el momento de la obra, AASHTO actual modi fi caciones Diseño Puente LRFD ( 2 006)
vivas. En este caso, las especificaciones y los comentarios utilizan el estándar
proporcionan orientación sobre la determinación de los movimientos de tierra
de la práctica geotécnica como punto de partida para el diseño.
necesarios para el diseño; Sin embargo, la guía estaba siendo modi fi cado como parte de un proyecto NCHRP separada para actualizar las disposiciones sísmicas actuales LRFD. Este trabajo se está realizando dentro del proyecto NCHRP 20-07 siendo
•
Sección Z: estructuras enterradas. En esta sección se cubrió el diseño sísmico
realizada por Imbsen & Associates (Imbsen, 2006). Parte de la actualización
de alcantarillas y tuberías de desagüe. La discusión se centró en el diseño de los
recomendada implicaba cambiar desde el terremoto vigente en ese momento de 500
desplazamientos de tierra transitorios (TGD) e incluyó mención de los r equisitos
años (es decir, 10 por ciento de probabilidad de ocurrencia en 50 años) a una base de
de diseño para el DGP. Generalmente, la capacidad de la tubería de alcantarilla
diseño 1.000 años (aproximadamente un 7 por ciento en 75 años). (Varios
o drenaje para soportar PGD depende de la cantidad de movimiento de tierra
probabilidades de ocurrencia están asociados con el nominal
permanente que se produce durante el evento sísmico. Procedimientos dados en la Sección Y proporcionan un medio para la estimación de estos desplazamientos. Alcantarillas y tuberías de drenaje se moverán generalmente
período de retorno de 1.000 años. Para un período de exposición de 75 años, la probabilidad
con el suelo; por lo tanto, el movimiento de más de unas pocas pulgadas a un pie
de excedencia es de aproximadamente 7 por ciento. Esta probabilidad de excedencia es
a menudo dañar el tubo o alcantarilla.
también aproximadamente 5 por ciento para un periodo de exposición de 50 años.) Incluido dentro de la actualización propuesta fue un enfoque sobre el uso de la aceleración espectral en 1 segundo (S 1) como una aproximación básica para movimiento de tierra. Al darse cuenta de los planes dentro del proyecto NCHRP 20-07, así como una necesidad fundamental para
También se incluye dentro del tercer informe provisional fueron (1) un apéndice
la información de velocidad para algunas de las metodologías que se propone como parte
que presenta cartas para estimar sísmicos coe fi presión de la tierra cientes activos
del Proyecto de NCHRP 12-70, se le dio un enfoque importante para el desarrollo de un
y pasivos que incluyen las contribuciones de cohesión y (2) un apéndice que
conjunto de racional parámetros de movimiento de tierra para el uso durante el diseño
resume el diseño de las paredes en voladizo nongravity utilizando un método de
sísmico y análisis de muros de contención, terraplenes, laderas y y estructuras enterradas.
desplazamiento de viga-columna . Contenido del tercer informe provisional se revisaron con el 12-70 Panel de Supervisión del NCHRP. El enfoque de los paneles de discusión fue sobre la organización de las especificaciones y los problemas de ejemplo que había que
1.2.4 Descripción general de las Conclusiones de la tercera fase de trabajo
La tercera fase de las tareas de trabajo involucrado 9 y 10: el desarrollo de especi fi caciones, comentarios, y el ejemplo
completar para apoyar el desarrollo de las especificaciones. Esta retroalimentación se utiliza para modificar las especificaciones y los comentarios y para actualizar los problemas de ejemplo. Un cuarto informe provisional fue preparado para documentar esta información. El Grupo de supervisión de NCHRP
8
formularon observaciones sobre el cuarto informe provisional, y estos
vista de los criterios de carga sísmica desarrollado para el proyecto. Esta discusión
comentarios se han tratado en lo posible en este Informe Final.
también se incluye información sobre las revisiones de movimiento de tierra que se propone en el momento (y desde adoptó) a la corriente AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de puente, el rango de los niveles de los temblores de tierra que
1.3 Organización del Informe Final
nuevos mapas sísmicos muestran, y la variación en los espectros de respuesta entre WUS y CEUS. La revisión de los criterios de carga sísmica es seguido por
Este informe final se organiza en dos volúmenes. El primer volumen, titulado
resúmenes de (1) las correlaciones de desplazamiento Newmark que se
Informe Final, es una recopilación de información presentada anteriormente en
desarrollaron y (2) la correlación entre la velocidad pico de tierra (PGV) y la
la primera, segunda, tercera y cuarta, informes provisionales; se publica como
aceleración espectral en un segundo (S 1). L a información contenida en este capítulo
NCHRP Informe 611. El segundo volumen, especificaciones recomendadas
sirve como datos de entrada básicos para los siguientes estudios.
tituladas, comentarios y Problemas de ejemplo, presenta las propuestas especificaciones, comentarios, y problemas de ejemplo para los muros de contención, terraplenes, laderas y y estructuras enterradas.
• Capítulo 6-dependiente de la altura Seismic coeficiente implica un resumen de los resultados de la sísmica coeficiente dependiente de la altura que se desarrolló para su uso en el análisis de muros de contención, así como taludes y terraplenes. Este resumen cubre efectos de incoherencia movimiento de tierra, que se refiere como
1.3.1 Volumen 1-Informe Final Proyecto
los análisis de dispersión de onda, para pendientes y para muros de contención, y se proporciona una guía de la aplicación pretendida de las soluciones de dispersión.
Este volumen tiene 10 capítulos siguientes Capítulo 1 Introducción. Estos capítulos fueron tomados de los informes intermedios preparados como se completó el proyecto. El borrador del informe final sirve c omo documentación para el trabajo, ya que se estaba realizando en el proyecto y proporciona la base para la información presentada en los problemas específicos recomendados fi caciones, comentarios, y el ejemplo.
• Capítulo 7-Muros describe el proceso de diseño actual, incluyendo el uso de las ecuaciones Mononobe-Okabe y las limitaciones de este enfoque. Esta discusión es seguido por un resumen de los efectos potenciales del contenido de cohesión del suelo sobre las presiones del terreno sísmicos estimados por el método Mononobe-Okabe y un enfoque generalizado para determinar limitequilibrium
• Capítulo 2-Data Collection y revisión resume los resultados de la revisión de la literatura para las tres áreas principales de desarrollo (es decir, muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas). Este resumen incluye conclusiones de las discusiones con personas que representan DOTs seleccionados, proveedores y consultores con respecto a la disponibilidad de directrices de diseño sísmico para cada una de las tres áreas principales de desarrollo.
presión de tierras activas sísmicos. Las siguientes discusiones cubren resultados de un estudio de contrastes de impedancia y los efectos no lineales en coe fi cientes diseño sísmicos y el uso de un enfoque de diseño basado en el desplazamiento por gravedad, semi-gravedad, y las paredes de MSE. El capítulo concluye con especí fi cas comentarios sobre el diseño de la gravedad y muros de MSE y algunas orientaciones generales sobre el diseño de voladizo nongravity, anclado, y las paredes de uñas suelo.
• Capítulo 3-problemas y lagunas de conocimiento implica una discusión de las deficiencias y los problemas asociados con las metodologías de diseño actuales para
• Capítulo 8-taludes y terraplenes revisa el actual enfoque utilizado para el
cada una de las tres áreas de conocimiento. Estas deficiencias y problemas de
diseño sísmico de taludes y terraplenes. Esta opinión es seguido por un
conocimiento Se identificaron sobre la base de la revisión de la literatura y las
enfoque basado en el desplazamiento recomendado para evaluar la
discusiones con los representantes de puntos, de vendedores, y otros consultores que
estabilidad sísmica. El enfoque recomendado proporcionó una base para el
se resumen en el capítulo 2, así como la experiencia del equipo de proyecto en
desarrollo de métodos de cribado, donde no se requiere ningún análisis o
relacionado muro de contención, la pendiente y el terraplén, y la estructura enterrada
donde se prefiere un factor de enfoque de seguridad.
proyectos en áreas de actividad sísmica.
• Capítulo 9-Buried Estructuras cubre el método recomendado para el diseño • Capítulo 4-Plan de trabajo: metodologías analíticas describe el plan de trabajo
TGD de tuberías y alcantarillas enterradas. Las discusiones en este capítulo se
para el desarrollo de métodos analíticos que se recomienda para hacer frente a
revisan los efectos generales de los modos de fallo potenciales cargas sísmicas
las lagunas de conocimiento y los problemas descritos en el Capítulo 3. Las
y. Se da un breve resumen de la práctica de diseño sísmico, y luego la
metodologías analíticas propuestas incluido el desarrollo de métodos para la
metodología propuesta es de fi nida. Esta metodología cubre la ovalización de
cuantificación de la determinación de la demanda sísmica, así como los métodos
conductos circulares, trasiego de conductos rectangulares, y entonces los
utilizados para determinar la capacidad durante la carga sísmica para cada área
resultados de una serie de estudios fi cación paramétricos y de veri.
de desarrollo.
• Capítulo 5-sísmicas terrestres mociones se resumen los resultados de los estudios de movimiento de tierra. Estos resultados incluyen un re-
• Capítulo 10-Recomendaciones para trabajos futuros se resumen una serie de temas que no se resolvió durante el Proyecto
9
•
y se considera que justificar más estudio. Estos temas se extienden de
en las especificaciones y comentarios y utilizado en los problemas de ejemplo se
identificación de métodos para cuantificar la cantidad de cohesión que se
desarrollaron como las especificaciones, comentarios, y problemas de ejemplo
puede contar en durante el diseño para métodos para describir la fuerza de
se completaban. Este trabajo se produjo después de la finalización de los
licuefacción de los suelos situados debajo de terraplenes.
trabajos descritos en el Volumen 1.
Capítulo 11-Las referencias se enumeran las referencias utilizadas durante el proyecto.
•
especificaciones y Comentarios resumen las especificaciones recomendadas y los comentarios después de las revisiones a tratar (1) los comentarios del Grupo de
Este informe también incluye una serie de apéndices con documentación de
Supervisión de NCHRP sobre los borradores de las especificaciones y los
apoyo para el trabajo que se presenta en los capítulos 2 a 9.
comentarios y (2) modi fi caciones realizadas por el equipo de proyecto después de completar problemas de ejemplo. Algunos temas como la estabilidad de los taludes no tienen actualmente una sección independiente o subsección dentro de la AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de puente, sino que más bien se dispersa
1.3.2 Volumen 2-recomendados Especi fi caciones, comentarios y Ejemplo Problemas
dentro de las diversas secciones. El enfoque para la inclusión de los trabajos desarrollados durante el proyecto NCHRP 12-70 se convirtió, por lo tanto, más que un reto.
Este volumen incluye cationes r ecomendados específicos, comentarios y problemas de ejemplo tal como se resume a continuación. El fondo para algunos, pero no todos, de los métodos descritos en el Volumen 2 se incluye en el Volumen 1. Algunos métodos descritos
•
Problemas de ejemplo se muestran los pasos necesarios para completar un diseño sísmico siguiendo los métodos propuestos para este proyecto.
10
CAPITULO 2
Recolección de datos y revisión
El objetivo de la tarea 1 del proyecto NCHRP 12-70 era recoger, revisar e interpretar la práctica relevante, datos de rendimiento, los hallazgos de investigación, y otra información necesaria para establecer un punto de partida para las siguientes fases del proyecto. El trabajo
ciones variarán dependiendo de la función de la pared de retención, la pendiente y el terraplén o estructura enterrada.
Con la excepción de California, el enfoque estándar dentro de la AASHTO en
realizado en esta tarea incluyó la revisión de la situación actual del proyecto NCHRP 20-07;
el momento de la NCHRP 12-70 Proyecto uso de un sismo de diseño de 500 años
búsquedas bibliográficas; y los contactos con las personas involucradas en el diseño sísmico
que se trate (es decir, aproximadamente el 10 por ciento de probabilidad de
de muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas. Al darse cuenta de
excedencia en un período de 50 años). Los estados individuales podrían adoptar
que el producto final para el proyecto se necesita para ser un conjunto de especificaciones que
requisitos más estrictos para los puentes críticos. Por ejemplo, la base de diseño
pueden ser implementadas por los ingenieros en ejercicio, el objetivo de este trabajo fue la
utilizado por el Departamento de Transporte de Washington (WSDOT) para el
identificación de enfoques o ideas que podrían ser implementadas en el día a día mediante la
nuevo puente de Tacoma Narrows era de 2.500 años (es decir, aproximadamente
práctica de ingenieros, en lugar de métodos altamente rigurosas o numéricamente intensivos
el 2 por ciento de probabilidad de excedencia en 50 años), ya que este puente fue
que sería más adecuado para estudios especiales. Los resultados de esta recopilación de
considerado una estructura crítica. Bajo el enfoque de diseño estándar, la
datos y la tarea de revisión se resumen en cuatro secciones que consisten en la discusión de
estructura (normalmente un puente y sus afines paredes de apoyo y las alas) fue
las bases de diseño terremoto, las principales observaciones de la revisión de la literatura, los
diseñado para soportar las fuerzas del sismo de diseño sin colapso, aunque el
resultados de los contactos con diversas personas que participan en el diseño, así como un
daño podría requerir la demolición tras el evento de diseño.
resumen de las conclusiones alcanzadas a partir de esta fase de el proyecto. Aunque esta tarea fue en gran medida completa al principio del proyecto, recopilación y revisión de datos limitados continuaron durante toda la duración del proyecto. y un resumen de las conclusiones alcanzadas a partir de esta fase del proyecto. Aunque esta tarea fue en gran medida completa
El proyecto NCHRP 12-49 (Informe NCHRP 472, 2003) intentó aumentar la
al principio del proyecto, recopilación y revisión de datos limitados continuaron durante toda la
base mínima de diseño de AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD a un
duración del proyecto. y un resumen de las conclusiones alcanzadas a partir de esta fase del
período de retorno de 2.500 años para el evento de nivel de colapso. El evento
proyecto. Aunque esta tarea fue en gran medida completa al principio del proyecto,
período de retorno de 2.500 años tiene aproximadamente una probabilidad de
recopilación y revisión de datos limitados continuaron durante toda la duración del proyecto.
excedencia de 2 por ciento en 50 años. Sin embargo, el aumento recomendado no fue adoptada por varias razones, incluyendo el costo potencial de diseño para el período de retorno más larga y una preocupación por la complejidad del
2.1 terremoto base de diseño Uno de los requisitos clave para este proyecto fue la determinación de una
proceso de diseño recomendado. Un esfuerzo de seguimiento se ll evó a cabo por el Dr. Roy Imbsen de Imbsen & Associates para modificar el anterior trabajo de NCHRP 12-49, conocido como el Proyecto de NCHRP 20-07 (Imbsen,
base de diseño terremoto. La base de diseño sismo fue importante porque define el nivel de movimiento de tierra que va a ocurrir en un sitio. El nivel de movimiento de tierra crea el lado de la “demanda” de la ecuación básica del
2006). Como parte de este esfuerzo, se volvió a estudiar el período de retorno de
LRFD. Como base de diseño sismo aumenta, la demanda (o carga) aumenta;
diseño. Se alcanzó un consenso por el Dr. Imbsen y la carretera Subcomité
y la capacidad de la base debe ser proporcionalmente mayor para limitar los
AASHTO en puentes y estructuras sobre la base de diseño sismo para los
desplazamientos y las fuerzas a niveles aceptables. La base de diseño sismo
nuevos y retro estructuras fi tted. Este consenso involucrado un diseño de un
también estableció el ejemplo de rendimiento expectativas para, la cantidad de
solo nivel con un periodo de retorno de 1.000 años.
desplazamiento que era aceptable. Estos expectativa de rendimiento La decisión sobre el período de retorno de diseño establece una base para determinar el enfoque de diseño sísmico para el NCHRP
11 12-70 Proyecto. Específicamente, los movimientos de tierra asociado con el
También necesitaba base para ser considerado por el proyecto NCHRP 12-70 o al
período de retorno de 1.000 años podría ser utilizado para identificar lo siguiente:
menos ser coordinado con el trabajo futuro se hace para poner en práctica las recomendaciones del proyecto NCHRP 20-07:
•
áreas geográficas que serán no requieren estudios especiales de diseño sísmico.
•
Para estas áreas habrá suficiente margen en el diseño estático de muros de
•
La forma del espectro que debe utilizarse para el diseño. Signi fi cativas diferencias
contención, terraplenes, laderas y estructuras enterradas y para acomodar carga
en las formas espectrales se producen entre CEUS y SUM. Estas diferencias en la
sísmica, a menos que se producen condiciones especiales (tales como
forma espectral afectan la respuesta del suelo en términos de cualquiera de las
licuefacción).
historias de aceleración o de tiempo espectral pico desde el cual se llevan a cabo
El tipo de análisis que se requieren en las áreas más sísmicamente activas.
cálculos de diseño o análisis de respuesta. El anterior AASHTO modi fi caciones
Por ejemplo, la disminución del período de retorno de 2.500 años se propone
Diseño Puente LRFD hecho distinción entre las formas espectrales dentro de la
en el proyecto NCHRP 12-49 a la
CEUS y SUM. Los mapas actualizados utilizan el USGS de riesgo sísmico Maps para
período de retorno de 1.000 años como resultado aumentos más pequeños en los
un periodo de retorno de 1.000 años, lo que representa de esta manera las
movimientos de tierra. Esto significaba que el comportamiento no lineal del suelo no era
diferencias en la forma espectral de los terremotos característicos en CEUS frente
tan significativo en cualquier método de diseño propuesto, ya que habría sido para los
WUS.
NCHRP 12-49 recomendaciones originales del proyecto.
•
El método de introducción de efectos de sitio en los movimientos de roca desarrollados para los periodos de retorno terremoto de 1000 años. Las antiguas categorías de sitios en la AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD eran
Otra recomendación importante hecha como parte del Proyecto de NCHRP 20-07 era seguir una recomendación de NCHRP 12-49 de utilizar la aceleración
demasiado cualitativa en la descripción para permitir el uso constante. Los nuevos
espectral a partir de un espectro de respuesta en 1 segundo (S 1), e n lugar de la
factores del sitio siguieron las recomendaciones dadas en de la Agencia Federal para el Manejo de Emergencias (FEMA) Programa N acional de Reducción de
PGA, como el parámetro para de fi nir la categoría de desempeño sísmico. La
Riesgos de Terremoto (NEHRP) los informes y los documentos Código Internacional
aceleración espectral a 1 segundo se usó para determinar tanto el nivel de y la
de Construcción (IBC), similar a lo que fue recomendado por el Proyecto NCHRP
necesidad de análisis de diseño. Parte de la motivación para este cambio fue la observación de que los daños durante los terremotos se correlacionó mejor con S
12-49 y en consonancia con Departamento de Carolina del Sur de las guías de
1
transporte (SCDOT) preparados por Imbsen & Associates.
que a PGA. Mediante la adopción de S 1 como el parámetro para determinar el nivel de y los requisitos para el diseño, la región donde el umbral de la demanda sísmica sería su fi cientemente baja para evitar la necesidad de demanda sísmica especializada análisis aumentó. Se han producido avances significativos en la
•
expectativa de rendimiento para los muros de contención, terraplenes y taludes y estructuras enterradas bajo el evento de 1.000 años. Para este evento la
comunidad sismológica en los últimos 10 años, que llegó a la conclusión de que el
cantidad de deformación aceptable dependía de factores tales como las
entorno de sismología en CEUS difiere de WUS en relación con el contenido de
consecuencias potenciales de la deformación (es decir, a la pared de retención,
periodo largo de los temblores de tierra. Por la misma PGA, registros de
terraplén carretera o talud de corte, o alcantarilla), la necesidad potencial de y
movimiento de tierra de CEUS tienen mucho menor intensidad agitación a
costo de la reparación, y el adicional requisitos de diseño asociados con la
períodos de movimiento de tierra más largos. La opción de utilizar la aceleración
evaluación del desempeño. Un único conjunto de directrices de diseño que
espectral en 1 segundo a cabo el potencial para reducir al mínimo la necesidad de
capturaron todos estos factores no se desarrolla fácilmente.
análisis de respuesta dinámica para muchas estructuras de transporte.
2.2 Literatura Buscar Con el fin de simplificar la integración de los resultados del proyecto NCHRP
revisiones de la literatura se llevaron a cabo para las tres áreas técnicas
12-70 con futuras ediciones de la AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de
principales del proyecto: muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras
puente, desarrollos resultantes del proyecto NCHRP 20-07 sirvieron de base en
enterradas. El objetivo de la revisión de la literatura era para hacer lo siguiente:
la formulación de los requisitos de análisis para muros de contención, terraplenes, laderas y y estructuras enterradas. Los r equisitos de análisis pertinentes incluyen niveles típicos de los temblores de tierra y las formas
•
Identificar el estado actual de la práctica en cada una de las áreas de consideración,
espectrales para WUS y CEUS, que luego de fi nido la requisitos de la demanda para completar el diseño de muros de contención, terraplenes, laderas y y estructuras enterradas. Si bien la decisión preliminar sobre período de retorno se dirigió a una necesidad crítica de diseño para el proyecto NCHRP 12-70, los siguientes cambios adicionales en relación con el diseño sismo
Entender la base de los métodos que se aplica, incluyendo sus supuestos y limitaciones, • Investigar enfoques alternativos que podrían ser adoptadas durante el desarrollo de metodologías analíticas, •
•
Establecer algunas de las características deseables de los métodos analíticos que se deben considerar para el desarrollo, y
12 • Elaborar una lista de los posibles problemas de ejemplo que podrían ser utilizados durante los estudios de validación y preparación de ejemplos de diseño.
- Caltabiano, S., E. Cascone, y M. Maugeri. “Respuesta de paredes puntales rígidos deslizante.” En Terremoto de Ingeniería del Terreno: Actas de la Segunda Conferencia Internacional sobre Ingeniería del Terreno terremoto; Lisboa, Portugal, 21-25 de junio de 1999,
2.2.1 Referencias clave La revisión de la literatura consistió en recopilar y evaluar la información ya
Rotterdam:
AA Balkema, 1999. - Cardosa, AS, M. Matos Fernandes, y JA Mateus de Brito. “La
disponible para el equipo del proyecto, así como los registros electrónicos de
aplicación de los Eurocódigos Estructurales a la gravedad muro de
literatura. Uno de los mecanismos más eficaces de búsqueda era a través del
diseño sísmico condicionado por Sliding Base.” En Terremoto de
uso de Quakeline®, el mecanismo de búsqueda identificada en el Centro
Ingeniería del Terreno: Actas de la Segunda Conferencia
Multidisciplinario de Investigaciones Sísmicas sitio web (MCEER) del Centro
Internacional sobre Ingeniería del Terreno terremoto; Lisboa,
(http://mceer.buffalo.edu/utilities/quakeline.asp).
Portugal, 21-25 de junio de 1999, Rotterdam: AA Balkema, 1999.
Más de 140 resúmenes se han descargado y revisado en la zona de muros de contención que datan de los últimos 10 años, más de 130 para la respuesta sísmica de taludes y terraplenes, y más de 50 referencias de respuesta sísmica de tuberías y alcantarillas. Se obtuvieron copias de documentos e informes para
- Cascone, E. y M. Maugeri. “En el comportamiento sísmico de muros de contención en voladizo.” En Actas de la 10ª Conferencia Europea de Ingeniería Sísmica; Viena, Austria 28 de agosto-2 septiembre de 1994, Rotterdam: AA Balkema, 1995.
esas referencias que parecían contener información única o resultados que son particularmente relevantes para los objetivos del proyecto. Como se ha
- Choukeir, M., I. Juran, y S. Hanna. “Diseño sísmico de la Tierra y
señalado en el párrafo introductorio de este capítulo, esta fase del proyecto se
reforzado con estructuras de suelo clavado.” Mejora del suelo, Vol. 1,
centró en las referencias que podrían ser utilizados directa o indirectamente
pp. 223-238, 1997.
para desarrollar metodologías que podrían ser implementadas mediante la práctica de los ingenieros.
- Chugh, AK “Un Uni fi ed Procedimiento para los c álculos de presión de la tierra.” En Actas de la 3ª Conferencia Internacional sobre Avances recientes en geotécnica Ingeniería Sísmica y Dinámica de Suelos, St. Louis, 1995.
Algunos de los artículos pertinentes representativos e informes identi fi cado se resumen a continuación.
• Muro de contención
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- Bathurst, RJ y Z. Cai. “El análisis pseudo-estático sísmica de
Estados Unidos y Taller de Supervivencia en Ingeniería Sísmica ( T CLEE
Geosynthetic reforzado con muros de contención segmentales.” Geosintéticos Internacional, Vol. 2, No. 5, pp. 787-830, 1995.
2003), ASCE, Reston, VA, 2003.
- Lazarte, CA, V. Elias, D. Espinoza, y P. Sabatini. “Paredes del suelo - Bathurst, RJ y K. Hatami. “Análisis sísmico de respuesta de un suelo
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13
Ji-ji terremoto de Taiwán “. Dinámica del Suelo e Ingeniería Sísmica, Vol. 21, pp. 297-313, 2001. - Ling, HI, D. Leschinsky, y EB Perry. “Diseño Sísmico y rendimiento de las estructuras de suelo reforzado-geosintético.” geotécnica, reforzado-geosintético.” geotécnica, Vol. 47, No. 5, pp. 933-952, 1997, de Ingeniería Sísmica y Dinámica del Suelo, St. Louis, 1997. - Mich Michalows alowski, ki, RL y L. You. You. “Los “Los desplazam desplazamiento ientoss de laderas laderas reforzado sometidos a cargas sísmicas.” Revista de Ingeniería geotécnica y geoambiental,
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2.2.2 Observaciones generales Los resultados de esta revisión de la literatura determinado que una cantidad
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significativa de información ha sido y continúa para ser publicados en los temas de
Supervivencia en Ingeniería Sísmica, 1994.
diseño sísmico y el rendimiento de muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas. Estas publicaciones cubren todas las facetas de diseño sísmico
- Hamada, M., R. Isoyama, y K. Wakamatsu. “La licuefacción inducida por
y el rendimiento de simpli fi cado a los métodos numéricos altamente rigurosas pruebas
tierra el desplazamiento y sus daños relacionados con instalaciones
de laboratorio, con mesas de sacudidas y centrifugadoras, e historias de casos, aunque
vitales.” Suelos vitales.” Suelos y Cimentaciones, Número especial de 1996.
el número caer en esta última categoría es relativamente limitada.
- Holzer, et al. “Las causas de la rotura del terreno en aluvión durante el Northridge, California, terremoto de 17 de enero,
1994.”Informe Técnico NCEER-96-0012, 1996.
- Johnson, Johnson, ER, ER, MC Metz, Metz, y DA Hackne Hackney. y. “Evaluac “Evaluación ión de la Debajo Debajo del Suelo Trans-Alaska Pipeline Tras la Magnitud 7.9 Denali Falla de Terremotos.” TCLEE, Monografía 25, 2003.
Considerando que el importe de la literatura es si gnificativo, los avances en la metodología de diseño han sido relativamente limitado en los últimos 10 a 20 años. Nuevas metodologías han sido a menudo re refinamientos de los procedimientos sugeridos muchos años antes. Lo que podría ser considerado como el único avance significativo es la aplicación común de varios métodos numéricos para investigar la respuesta sísmica.
- MCEER. “Respuesta de tuberías enterradas sujeto a los efectos del terremoto.” MCEER Monografía Series No. 3, 1999.
- NCEER. “Rendimiento carretera A lcantarilla durante los terremotos.” Informe Técnico NCEER N CEER-96-0015, noviembre de 1996.
• códigos informáticos límite del equilibrio están disponibles de varios fabricantes para la evaluación de la estabilidad global de los muros de contención, taludes y terraplenes, y el componente de desplazamiento permanente de las estructuras enterradas. Estos códigos permiten al diseñador a considerar diversas fuerzas
- NCEER. “Estudios de casos de l icuefacción y Supervivencia en el
internas y externas, con las fuerzas sísmicas incluyen como una fuerza horizontal
rendimiento durante los terremotos del pasado.” Informe Técnico
coeficiente. Los resultados de estos análisis incluyen superficies de falla críticos y
NCEER-92-0001, Volumen 1, M. Hamada, y T D O'Rourke Eds., 1992.
factores de seguridad para la estabilidad global.
- O'Rourke, MJ y X. Liu. “Pipeline continua Sometido a PGD transitoria: una comparación de las soluciones.” Informe Técnico NCEER-96-0012, 1996. - O'Rourke, MJ y C. Nordberg. “Efectos de tierra longitudinales deformación permanente en las tuberías continuas enterrado.” Informe Técnico NCEER-92-0014, 1996.
• Un número más limitado de elementos finitos y códigos de diferencias finitas también están siendo utilizados ahora para estimar el desplazamiento de los suelos o sistemas de suelo-estructura durante la carga sísmica. Estos procedimientos numéricos más rigurosas permiten la consideración de diversas geometrías, cargas dependientes del tiempo, y las propiedades del suelo, cuya fuerza cambia con ciclos de carga.
15 cedimientos se han basado en las evaluaciones posteriores al terremoto de
Una serie de observaciones relativas a los objetivos generales de este proyecto puede hacerse a partir de los resultados de la revisión de la literatura. Discusión adicional adicional se
daños a las tuberías de agua y alcantarillado. Los procedimientos consideran consideran
proporciona en el Capítulo 3.
tanto el TGD y DGP. La mayoría de los ejemplos de daños se asocian con PGD. Las presiones sobre las paredes de estructuras enterradas son típicamente
•
Muro de contención
estimaron usando ecuaciones de presión tierra convenciona convencionales, les, incluyendo las
- ecuaciones MO se utilizan casi exclusivamente para estimar la presión
ecuaciones de MO para la carga sísmica.
activa de la tierra y pasiva sísmica. Poca atención parece ser dada a las suposiciones inherentes a la utilización de las ecuaciones MO. El
-
- han llevado a cabo estudios experimentales con centrífugas y mesas
coeficiente sísmico utilizado en la ecuación de MO se supone que es un
de agitación para estimar las fuerzas en alcantarillas y tuberías que
poco por ciento de la planta libre de campo de aceleración típicamente de
resultan de PGD sísmicamente inducida. se le ha dado poca atención
50 a 70 por ciento y los suelos detrás de la estructura de retención se
a los estudios experimentales sobre los efectos de TGD en las
asumen para ser uniforme.
tuberías y alcantarillas.
Existe una amplia aceptación, sobre todo en Europa, de los métodos basados en
- Las observaciones de terremotos pasados sugieren que el desempeño de
el desplazamiento de diseño, aunque se reconoce que los desplazamientos son
alcantarillas y estructuras de tubos situadas por debajo de los terraplenes de
sensibles a la naturaleza de los tiempos marcados por el terremoto.
-
carreteras ha sido en general buena. Este buen comportamiento es más probable asociado con los procedimientos de diseño utilizados para construir las
Existen datos experimentales limitados para validar las fuerzas estimados para el
especificaciones especificacion es terraplén y de relleno para las alcantarillas y tuberías. Las
diseño de muros de contención. Estos datos son de tablas de agitación y pruebas
especificaciones especificacion es típicas requieren un estricto control sobre la colocación de
de centrifugadoras. En la mayoría de los casos representan condiciones altamente
relleno para asegurar un rendimiento aceptable de la alcantarilla o tubería bajo
idealizadas relativos a las condiciones normales durante el diseño de muros de
cargas de gravedad y evitar solución de relleno situada por encima de la tubería
contención para proyectos de transporte.
-
o de la alcantarilla, y estos requisitos estrictos para el diseño de plomo estática para un buen rendimiento sísmica.
El rendimiento global de las paredes durante los eventos sísmicos en general ha sido muy buena, sobre todo para las paredes de MSE. Este buen comportamiento se puede atribuir en algunos casos al conservadurismo inherente a los métodos de
- Los casos más comunes de la alcantarilla o estructura de tubos daños durante
diseño que actualmente se utilizan para cargas estáticas.
•
los terremotos pasado es donde se ha producido de flujo lateral o la propagació propagación n asociado con la licuefacción. En estas situaciones la alcantarilla o tubería se ha
Taludes y terraplenes - Excepto en casos especiales el análisis de estabilidad sísmica para taludes y
movido con el suelo en movimiento.
terraplenes se lleva a cabo con los códigos de ordenador límite de equilibrio disponibles en el mercado. Estos códigos se han convertido en muy fáciles de usar y son capaces de manejar una variedad de condiciones de contorno y las fuerzas internas y externas.
-
2.3 DOT, Vendedor, y consultor Contactos Se hicieron contactos con el personal en el equipo del proyecto, el personal de
Se han realizado un número limitado de laboratorio y de campo fi experimentos para calibrar los métodos utilizados para estimar la estabilidad sísmica o
los grupos de puntos geotécnicos, proveedores y otros consultores para determinar
desplazamientos. Estos experimentos han utilizado centrifugadoras para replicar
la disponibilidad de guías de diseño para manejar el diseño sísmico de muros de
condiciones muy idealizadas existentes en el campo. Por lo general, se encuentra
contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas. Durante estos
que el método numérico para dar estimaciones de rendimiento razonables, muy
contactos, un esfuerzo también se hizo para determinar la aproximación normal
probablemente debido a las condiciones de contorno bien conocidas y las
seguido cuando se realiza el diseño sísmico y análisis de muros de contención,
propiedades del suelo.
taludes y terraplenes, y estructuras enterradas. Esto fue visto como un paso clave en el proceso de recopilación y revisión de los datos, ya que los procedimientos
-
Pendiente y el rendimiento terraplén durante los terremotos han variado. Muy a
utilizados por este grupo de practicantes representan el estado actual de la
menudo las pendientes diseñado para cargas sísmicas han obtenido buenos
práctica y deben constituir el punto de partida para el desarrollo de cualquier nueva
resultados. La excepción ha sido donde se ha producido la licuefacción. La
metodología.
evidencia más dramática de la inestabilidad de la pendiente sísmicamente inducida se ha producido para pendientes oversteepened, donde la estabilidad
Algunas de las guías de diseño clave y referencias identi fi cada de estos
estática de la pendiente era marginal antes del terremoto.
contactos se resumen a continuación:
•
Estructuras enterradas
- Una serie de procedimientos se han sugerido para el diseño de alcantarillas y tuberías. Muy a menudo estos pro-
•
Caltrans: Los contactos con el Departamen Departamento to de Transporte de California (Caltrans) el personal se centró en el diseño
dieciséis
requisitos para muros de contención y el enfoque utilizado para evaluar la estabilidad
sitio ajustados PGA con un factor de seguridad deseado de 1,1. análisis de
de taludes sísmico. el personal de Caltrans confirmó que los requisitos de diseño de
tipo Newmark se les permitió donde se necesitaba una estimación de
muros de contención están documentados en el pliego de puente de Caltrans Diseño
deformaciones.
caciones, de agosto de 2003. Las especi fi caciones incluyen una de 14 páginas
-
presión de tierras sísmicas en las paredes se determinaron utilizando las
Parte-A sobre prescripciones generales y de Materiales y de 106 páginas de la Parte B
ecuaciones MO. WSDOT personal específicamente señaló las di fi cultades que
en servicio de carga Método de Diseño, tensión admisible Diseño. Algunos de los
han tenido en el trato con altos valores de aceleración y pendientes empinadas
requisitos clave de diseño para muros de contención incluyen los siguientes:
espalda cuando se utilizan las ecuaciones MO.
• ODOT y ADOT y PF: Tanto el Departamento de Transporte de Oregon
-
Un factor de seguridad mínimo de 1.3 para cargas estáticas en la estabilidad global
(ODOT) y el Departamento de Transporte de Alaska y Servicios Públicos
en general.
(ADOT y PF) han trabajado recientemente en el desarrollo de directrices
Un factor de seguridad mínimo de 1,0 para el diseño de muros de contención para las
para abordar los efectos de licuefacción en la estabilidad del terraplén.
cargas sísmicas.
Parte de esta información es útil para hacer frente a la respuesta de los
- Las fuerzas sísmicas aplicadas a la masa de la pendiente en base a una
taludes en suelos licuables.
horizontal sísmica aceleración coeficiente ( k h) i gual a un tercio de la PGA sitio ajustados, la aceleración pico esperado producido por el terremoto
• Proveedores: Los métodos de diseño utilizados por varios proveedores de paredes
máximo creíble. Generalmente, la vertical de sísmica coeficiente ( k v) se
MSE (por ejemplo, Keystone, Hilfiker, y Mesa) fueron revisados. En general, estos
considera que es igual a cero.
vendedores siguieron los métodos recomendados por la FHWA. Tanto la fuerza de inercia dentro de la zona reforzada y la presión de la tierra dinámica a partir de
Caltrans especi fi caciones encenderá para indicar que si el factor de seguridad para la
cálculos de presión tierra MO se usaron en las evaluaciones de la estabilidad
pendiente es menor que 1,0 utilizando un tercio de la PGA sitio ajustados, los
externa. Directrices también se proporcionaron para la evaluación de la estabilidad
procedimientos para la estimación de deformaciones earthquakeinduced, tales como el
interna en el enfoque utilizado por algunos vendedores.
Método de Newmark, pueden utilizarse siempre que el muro de contención y cualquier estructura soportada puede tolerar las deformaciones resultantes.
• Consultores: También se establecieron contactos con los ingenieros geotécnicos y • WSDOT: Los primeros contactos con el personal geotécnico del
WSDOT se centró en la participación de WSDOT en el desarrollo de asistencia técnica para los factores de carga y resistencia utilizados en el diseño geotécnico. Si bien este trabajo no se dirige específicamente a carga sísmica, tanto la metodología como el trabajo en curso a través del grupo AASHTO T-3 parecían ser particularmente relevante a la Fase 2 de este proyecto. esfuerzos WSDOT incluyó la evaluación de los factores de carga y resistencia a través de simulaciones de Monte Carlo. Las discusiones posteriores se llevaron a cabo con el WSDOT en métodos de diseño sísmico para muros de contención en las paredes generales y MSE en particular. Una de las principales preocupaciones por parte de WSDOT era la manera de incorporar factores de carga y resistencia en el proceso de diseño sísmico. Esta preocupación era particularmente crítico en el uso del procedimiento de MO para determinar presiones de la tierra sísmicos. Especificaciones LRFD Puente de diseño. WSDOT también proporcionó una copia preliminar de sus proyectos de sísmica requisitos de diseño para muros de contención, pendientes y terraplenes.
diseñadores estructurales para determinar lo que ellos perciben como las cuestiones importantes para el diseño sísmico de muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas. A continuación se muestra una lista de algunos de los problemas identificados en este estudio li mitado:
- Hubo consenso en que es necesario que haya aclaración sobre la responsabilidad entre los ingenieros geotécnicos e ingenieros estructurales en el proceso de diseño general. La vista era que la falta de comunicación se produce entre las dos partes resultantes en mucha confusión a veces.
- La práctica de diseño variado enormemente de un estado a otro y de un proyecto a otro en muchos requisitos fundamentales, incluyendo si los muros de contención deben ser diseñados para el caso de carga sísmica en absoluto. Una práctica común era diseñar muros de contención para la carga estática únicamente con su factor inherente de seguridad, y muchos diseñadores cree que los muros de contención han obtenido buenos resultados en los terremotos del pasado y la práctica del diseño tradicional estática y su conservadurismo inherente eran adecuadas.
-
Un objetivo importante en el futuro esfuerzo debe ser dedicar algún esfuerzo para aclarar los pasos básicos que intervienen en el diseño de muros de contención.
- métodos pseudo-estático se utilizan normalmente para evaluar la estabilidad - Para los análisis seudo-estático, WSDOT propuso la utilización de un coeficiente sísmico horizontal igual a 0,5 veces las
de las pendientes y terraplenes durante la carga sísmica. Parece que hay una divergencia de opiniones sobre la
17 sísmica coeficiente a usar durante estos análisis y un factor de
2.4 Conclusiones
seguridad aceptable.
- Diseño de estructuras enterradas (es decir, tuberías y alcantarillas) se limita normalmente a un control de potencial de licuefacción, en el potencial de flotación, y una evaluación de estabilidad de la pendiente o lateral flujo.
Las conclusiones de esta tarea fueron que las metodologías disponibles para los profesionales del diseño dentro de los puntos y de consultores para los puntos están limitados principalmente ya sea a métodos pseudoestática, tales como las ecuaciones de
Donde se esperaba que el movimiento del suelo lateral, la estructura
MO para la estimación de presión de tierras sísmicas en estructuras de retención y el
enterrada se consideró ya sea prescindible o métodos de tratamiento del
método limitequilibrium de análisis de estabilidad de la pendiente, o a métodos
suelo se utiliza para mitigar el potencial para el movimiento lateral de masa.
simplificados de deformación fi ed (por ejemplo, gráficos de Newmark o análisis). A pesar de que estos métodos tienen limitaciones, las mejoras en estas metodologías todavía ofrecen los métodos más prácticos para el diseño sísmico.
Una observación interesante de estos contactos fue que el enfoque utilizado por las agencias de transporte, puntos especí fi camente, parecía a la zaga las metodologías utilizadas por muchos consultores. Esto es particularmente el caso para el diseño sísmico de pistas, donde la práctica común era limitar analiza la estabilidad sísmica al pilar ll fi usando métodos seudo-estática. Con la posible excepción de algunos puntos, tales como Caltrans y WSDOT, hubo algunas dudas hacia el uso de métodos de deformación. También parecía que estructuras independientes muros de contención y enterrados más a menudo no fueron diseñados para la carga sísmica. Esto se debió en parte a la falta de directrices de diseño generalmente aceptados y los costos generales asociados con la implementación de los requisitos de diseño adicionales.
Una tendencia creciente hacia el uso de métodos de modelado más rigurosos, como el código de computadora FLAC (Itasca, 2007), para la evaluación de estructuras de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas ha ocurrido recientemente. Mientras FLAC y software similar proporcionan un modelado más riguroso de estos problemas y puede ser un método muy eficaz de análisis, estos procedimientos más intensivos numéricamente no parecen ser adecuados para el desarrollo de metodologías de diseño requeridas por este proyecto. Más bien que ofrecen metodologías ya sea para comprobar los procedimientos simplificados apropiados para el diseño convencional o para evaluar las condiciones de carga especiales y geometrías especiales. Incluso en estos casos especiales,
Como nota final, era comúnmente aceptada por la mayoría de los profesionales involucrados en el diseño de muros de contención y estructuras subterráneas que las estructuras de tierra han obtenido buenos resultados en los últimos terremotos,
Como se ha discutido en el capítulo siguiente, también fue evidente a partir de la
incluso para los terrenos más altos niveles de agitación en WUS. Estas
revisión de la literatura que algunas áreas de diseño sísmico eran relativamente
observaciones sugieren que el requisito de diseño sísmico de estructuras de tierra no
maduro, con métodos de diseño proporcionan y generalmente aceptados. El diseño
debe cargar al diseñador con costosos sistemas diseñados excesivamente complejas
de taludes y terraplenes es un ejemplo de esto. Sin embargo, otras áreas se conocen
y con frecuencia más. Una parte muy importante del proyecto NCHRP 12-70 era
tan bien, incluso para la carga estática. Diseño de paredes geosintéticos entra en
tomar ventaja de los estudios sismológicos recientes y observaciones sísmicas de
esta categoría. Esta diferencia en la “madurez diseño” añade a la complejidad del
rendimiento para evitar el conservadurismo injustificada y para reducir la región del
proyecto NCHRP 12-70, ya que la intención del proyecto NCHRP 12-70 era tener
país que requiere una carga sísmica analiza.
guía consistente con el diseño y construir sobre los métodos de diseño estático.
18
CAPÍTULO 3 Los problemas y las lagunas de conocimiento
El objetivo de la tarea 2 del proyecto NCHRP 12-70 fue identificar, ilustrar y documentar problemas y lagunas de conocimiento en el análisis sísmico actual y el diseño de muro de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas. Este objetivo se basa en la recopilación de datos Tarea 1 y revisión, así como la experiencia del equipo de proyecto obtenido de la realización de estudios de diseño sísmico para los muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas en zonas de actividad sísmica. El análisis de las deficiencias y problemas de conocimiento se organiza en cuatro subsecciones. La primera de tres resumir las deficiencias y problemas de conocimiento para los muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas, respectivamente. La última sección ofrece conclusiones clave acerca de las deficiencias y problemas de conocimiento. Al igual que en el capítulo anterior,
en la pared y el suelo fi ll de nuevo se calculan a partir del pico de aceleración del suelo coeficiente al nivel del suelo. Este enfoque es todavía ampliamente utilizado en la práctica geotécnica general desde que fue sugerido como un método estándar por Seed y Whitman (1970). Un número de problemas y lagunas de conocimientos relacionados con el enfoque anterior se han identificado fi, como se discute en las siguientes subsecciones.
3.1.1.1 El uso de M O enfoque para presiones de sísmica de la Tierra Los siguientes se encuentran problemas cuando se utilizan las ecuaciones de MO para la determinación de presión de tierras sísmicas:
• Cómo utilizar las ecuaciones de MO para una parte posterior fi ll que es predominantemente arcilloso, para un suelo que implica una combinación de resistencia a
3.1 muros de contención La discusión de los problemas y las l agunas de conocimiento para muros de contención se centraron en tres tipos principales de muros de contención: muros de gravedad y
la cizalladura derivado de tanto c ( c ohesión del suelo) y
φ ( ángulo de fricción de la tierra), o cuando las condiciones ll volver fi no son homogéneos.
• Cómo utilizar las ecuaciones de MO terreno inclinado detrás de la pared donde una
semi-gravedad, muros de MSE, y las paredes de uñas suelo. Existen varias otras categorías
magnitud poco realista sísmica activa coef presión de la tierra deficiente puede
de paredes, tales como paredes nongravity en voladizo y las paredes ancladas. Las
resultar.
discusiones de los muros de gravedad y semi-gravedad son generalmente relevantes para
• Cómo utilizar las ecuaciones MO cuando altos valores del coeficiente
estas otras paredes, así, a pesar de una complejidad adicional se introduce desde las
sísmico seleccionado causan la ecuación MO degenere en una presión
limitaciones de deformación resultantes del sistema estructural y la necesidad de cumplir
de tierra infinito.
con los requisitos de capacidad estructural.
Estas preocupaciones reflejan las limitaciones de las ecuaciones MO como se explica en el comentario dentro del proyecto NCHRP 12-49 Directrices (Informe
3.1.1 gravedad y Semi-Gravedad Walls Actuales cationes fi AASHTO caciones utilizan las ecuaciones MO bien establecidos
NCHRP 472, 2002). Como se señaló en el comentario, estas limitaciones en el método del OM son el resultado de los supuestos básicos utilizados en la derivación de la metodología MO. Para el caso de presiones de la tierra activos sísmicos, la
desarrollados en la década de 1920 para la determinación de las presiones de
ecuación de MO se basa en la suposición de fallo cuña Coulomb y una fi atrás sin
pseudo-estático sísmicas activas de tierra detrás de los muros de gravedad convencional o
cohesión ll. Para altas aceleraciones o para pendientes dorsales empinadas, la
semi-gravedad de retención (es decir, paredes castin-lugar gravedad o castin-lugar en
ecuación conduce a presiones excesivamente altas que asíntota en el infinito en
voladizo de hormigón o paredes de contrafuerte), donde las fuerzas máximas de inercia que
aceleración crítico
actúan
19 niveles ción o ángulos pendientes dorsales. Para estas últimas condiciones, no hay
especificaciones para el diseño de la pared estática) proporcionará estimaciones más realistas
soluciones reales a la ecuación existen implica equilibrio no es posible. Un relleno
de la presión activa sísmica. El problema anterior se convierte en más realista en el caso de
horizontal con un ángulo de fricción para la arena de 40 grados, un ángulo de pared
un fi espalda inclinada ll, donde terremoto presiones activas se convierten rápidamente en
de fricción de 20 grados, y un pico de aceleración coeficiente de 0.4 tiene un ángulo
infinita para pequeñas coeficientes sísmicos y ángulos de pendiente relativamente poco
de superficie de falla de 20 grados a la horizontal. Que dará lugar a grandes
profundas, como se ilustra en la Figura 3-2.
presiones de la tierra sísmicos debido al tamaño de la cuña fracaso. Para un coeficiente de aceleración máxima de 0,84, la presión activa se convierte en infinito,
Como se discutió en el Capítulo 4, estos problemas con la ecuación de la presión
lo que implica una superficie de falla horizontal. Dado que muchas áreas a lo largo
activa tierra MO parecen ser evitable mediante el uso de programas de ordenador
de la Costa Oeste y Alaska implican aceleraciones máximas superiores a 0,3 g y es
disponibles en el mercado basados en las rodajas: el método mismo como se usa
común tener un backslope por encima del muro de contención, no es raro que los
convencionalmente para los análisis de estabilidad de la pendiente. Este enfoque se
diseñadores para calcular lo que parecen ser demasiado altas presiones tierra.
puede utilizar para calcular las presiones del terreno activos del terremoto de condiciones generalizadas y no homogéneas de suelo detrás de un muro de contención.
La determinación de la presión de t ierras pasivos sísmicos usando la ecuación de
En situaciones prácticas de suelos no cohesivos es poco probable que estar
MO para la presión pasiva de la tierra también sufre limitaciones. En muchos casos, el
presentes para una gran distancia detrás de una pared y abarcar toda la cuña fallo
suelo no es un suelo sin cohesión homogénea. Sin embargo, más importante aún, el
crítico en condiciones sísmicas. En algunos casos, de libre drenaje de suelo sin
uso de la cuña fracaso Coulomb no es necesariamente conservador, potencialmente
cohesión solamente puede ser colocado en la cuña activa estática (decir, en un 60
dando como resultado una subestimación de presiones pasivas. Para algunos casos
grados de ángulo) con el resto del suelo que está siendo llenado terraplén cohesiva ( do
(por ejemplo, donde la altura de la pared es poco profunda), un enfoque suficiente para
- φ suelo), natural del suelo, o incluso el rock. Bajo estas circunstancias, la presión
el cálculo de las presiones del terreno pasiva sísmicos puede ser el uso de las
máxima activo terremoto inducida podría ser determinada usando cuñas de prueba
ecuaciones de presión pasiva de la tierra estáticos, como se discute en las directrices
como se muestra en la Figura 3-1, con la fuerza en los planos de falla determinados a
NCHRP 12-49 (NCHRP Informe 472, 2002). Sin embargo, este enfoque no tiene en
partir de los parámetros de resistencia de los suelos a través de los que pasa el plano
cuenta los efectos de la inercia del terremoto del suelo dentro de la zona de presión
de falla. Este enfoque (en efecto el método Culmann identi fi ed para su uso con
pasiva. Un enfoque preferido implica el uso de un método de espiral de registro que
noncohesionless volver fi ll en la AASHTO 2007 LRFD Diseño Puente
incorpora los efectos sísmicos, como se describe por
La Figura 3-1. método cuña de prueba para la determinación de terremotos inducidos por fuerzas activas críticos.
20 en particular durante el terremoto Hyogoken-Nambu (Kobe) en 1995, han encontrado signi inclinación fi no puede o rotación de las paredes, además de deformaciones horizontales, reflejando los fallos de capacidad de carga cíclicos de bases de pared durante la carga terremoto. Para representar la deformación de la pared permanente de los modos de deslizamiento mixtos y rotacionales de deformación utilizando Newmark supuestos de fallo de bloque, es necesario formular ecuaciones más complejas acopladas de movimientos como se describe, por ejemplo, por Siddharthen et al. (1992) y Peng (1998). Un enfoque deformación acoplado también se ha documentado en el informe MCEER Manual de sísmica retro fi tting de Estructuras Highway: Parte 2 Las paredes de retención, pendientes, túneles, alcantarillas y vías de acceso ( MCEER, 2006). Peng (1998) indica que tal enfoque analítico (incluyendo P- Δ efectos) parece proporcionar una simulación razonable de las deformaciones de la pared de rotación y deslizamiento observados en el terremoto de Kobe.
Desde el punto de vista de los criterios de rendimiento para el diseño sísmico de nuevos muros de contención convencionales, el enfoque del diseño preferido es limitar un modo de fallo de rotación, asegurando factores adecuados de seguridad contra fallos de capacidad de carga de la cimentación inclinación o y situar el foco de diseño en criterios de rendimiento que asegura desplazamientos de deslizamiento aceptables. Para los materiales de La Figura 3-2. Efecto de la pendiente ll volver fi en la sísmica activa presión de la
cimentación más débiles, este requisito fracaso de rotación puede resultar en el uso de la
tierra coeficiente utilizando ecuaciones MO.
pila o el muelle fundaciones, donde las cargas sísmicas laterales serían de necesidad ser mayor que aquellos para una pared corredera. Para el diseño retro fi cio, el potencial para la rotación de pared puede tener que ser estudiado, pero fi cio diseño retro no está dentro del
Shamsabadi et al. (2007). El caso pasiva es importante para establecer la fuerza de
alcance de las propuestas AASHTO especificaciones para este proyecto.
resistencia en la punta de las paredes semi-gravedad o para la cara de una pared de tablestacas o una pared en voladizo compuesta de tangente o pilotes secantes.
3.1.1.3 rígido bloque deslizante Asunción 3.1.1.2 pared corrediza Asunción El concepto de permitir que las paredes se deslice durante la carga terremoto y
Gran parte de la literatura reciente sobre el análisis sísmico de muros de contención convencionales, incluyendo los códigos europeos de la práctica, se centra en el uso de
diseño basado en el desplazamiento (es decir, suponiendo un análisis bloque
deslizamiento Newmark métodos de análisis de bloque. El supuesto básico de este
deslizante Newmark para calcular desplazamientos cuando aceleraciones exceden la
enfoque es el suelo en el fracaso de cuña detrás del muro de contención responde como
aceleración rendimiento límite de equilibrio horizontal) fue presentado por Richards y
una masa rígida. Intuitivamente, de paredes cortas, el concepto de una zona de fallo fi ll
olmos (1979). Sobre la base de este concepto, los olmos y Martin (1979) sugirieron
volver deformando como un bloque rígido parecería razonable. Sin embargo, para
que un diseño de aceleración coeficiente de 0,5 en MO analiza sería adecuada para
paredes muy altas, la respuesta dinámica del suelo en la zona de fallo podría dar lugar a
un diseño pseudoestática equilibrio límite, siempre se hará provisión para un
aceleraciones no uniformes con la altura y negar el supuesto de bloque rígido. Wall fl
desplazamiento horizontal de la pared 10A pulgadas. El coeficiente “A” utilizado en
exibilidad también podría influir en la naturaleza de la interacción suelo-pared.
este método fue la aceleración máxima del suelo (en unidades gravitacionales, g) en la base de la cuña deslizante suelo detrás del muro de contención. Este concepto fue adoptado por la AASHTO en 1992, y se refleja en la corriente AASHTO Especificaciones
Una serie de elementos finitos o fi nita de diferencia de los análisis numéricos de
LRFD Puente de diseño. Sin embargo, el concepto no está bien entendido en la
respuesta se han publicado en los últimos años, el modelado de la respuesta al terremoto
comunidad de diseño, como los diseñadores a menudo utilizan los valores de 33 a 70
dinámica de muros en voladizo. Por desgracia, muchos de estos análisis se basan en las
por ciento de la aceleración del terreno de pico para el diseño pseudo-estático sin una
paredes fundadas en capas de suelo que conducen a la rotación de la pared. Además,
comprensión completa de la justificación de la reducción.
numéricos di fi cultades en elementos de la interfaz de modelado entre los elementos estructurales y de suelo, además de problemas de modelado condiciones de contorno, tienden a nublar los resultados. Muchos de los análisis utilizan sólo una altura de la pared, por lo general relativamente alta mayor que 30 pies, por ejemplo.
Las observaciones de la realización de muros de contención convencionales semigravity en voladizo en los terremotos del pasado, y en
21 Muchos diseños de muros de contención gravedad convencionales implican alturas
para la tercera ampliación de la pista en el aeropuerto internacional de
entre 5 y 30 pies por razones económicas, con paredes MSE ser favorecidos para alturas
Seattle-Tacoma. El valor de la PGA RM-fi tierra de este sitio puede variar de
de pared mayor. Para esta gama de alturas, y teniendo en cuenta el rango de frecuencia de
aproximadamente 0,3 g a 0,6 g para períodos de retorno que van desde 500 a
las aceleraciones tierra de entrada probables, la suposición de bloque rígido es
2.500 años. La combinación de gran PGA y la altura pared muy alta plantea
probablemente adecuada; Sin embargo, como se explica en el siguiente capítulo se
preguntas como al coeficiente sísmico apropiado utilizar para el diseño.
requieren estudios adicionales para confirmar esta expectativa.
Mientras que los estudios modelo utilizando centrífuga o grandes mesas vibratorias, junto con los análisis numéricos utilizando elemento finito de programas de
3.1.1.4 terremoto Tiempo Historias para Wall desplazamiento análisis Los cationes fi AASHTO caciones existentes utilizan una ecuación empírica basada en
diferencia finitas, están proporcionando una visión sobre el comportamiento físico complejo de muros MSE bajo carga sísmica, diseño práctico actuales enfoques descritos en la literatura se basan en pseudo-estática , analiza límite de equilibrio, tales como los utilizados para muros de gravedad convencionales. Los datos de estos
la aceleración máxima del terreno para calcular desplazamientos de pared para una
modelos o estudios numéricos a menudo s e utilizan para calibrar los enfoques
aceleración rendimiento pared dado. Esta ecuación se deriva de estudios de un número
seudo-estática, que se han desarrollado durante los últimos 20 años.
limitado de acelerogramas del terremoto. Sin embargo, estudios recientes, incluyendo publicaciones relacionadas con la respuesta sísmica de muros de contención han indicado claramente la sensibilidad de los cálculos de desplazamiento (basado en Newmark bloque
Con base en el estudio de la literatura llevada a cabo para la Tarea 1 de este proyecto, las
de análisis de deslizamiento) a las características de frecuencia y la duración de los
siguientes observaciones generales se resumen las lagunas en los datos y las incertidumbres
registros de aceleración terremoto. Los estudios realizados por Martin y Qiu (1994)
relacionadas con los aspectos de diseño publicado estrategias que emplean equilibrio límite de
mostraron sensibilidad a las dos aceleraciones pico y pico de velocidad de tierra.
los análisis de los muros de MSE.
•
equilibrio límite se acerca al diseño sísmico de muros MSE implica la consideración de los siguientes dos modos de estabilidad:
Mientras que historias de tiempo de diseño específicas del sitio podrían ser desarrollados para proyectos, el enfoque identificados en el Capítulo 4 implicado el
- Interna o local estabilidad, que considera el potencial de ruptura o retirada de refuerzo a la tracción; y - estabilidad externa o global, que considera la estabilidad de vuelco o
desarrollo de nuevos gráficos de diseño re fl eja diferencias entre WUS y CEUS historias de tiempo. Para desarrollar estas tablas, era necesario contar con sistemas separados de tiempo de historias representante de WUS y CEUS terremotos característicos. Como
deslizamiento de la fi ll reforzado, supone una masa coherente.
se discutirá en el siguiente capítulo, una base de datos de estos registros estaba disponible para su uso en este proyecto para el desarrollo de las listas propuestas.
•
Existentes directrices o procedimientos de diseño utilizan diferentes supuestos para abordar la estabilidad interna. directrices AASHTO actuales asumen las fuerzas de inercia actúan sólo en la zona de presión estática activo, dando lugar
3.1.2 Muros de Contención MSE muros de MSE en general han obtenido buenos resultados en los terremotos del pasado,
a fuerzas de tracción adicionales en tiras de refuerzo. Un coeficiente de aceleración horizontal k h = ( 1 ,45-A) A se utiliza para determinar la carga de inercia, donde A es el pico de aceleración del suelo coeficiente. Esta ecuación
basado en historias de casos reportados en los terremotos de Northridge, Kobe, y Nisqually.
empírica re refleja potencial ampli fi cación de aceleraciones bajas suelo en la
patrones de daños menores incluyen grietas de tensión en suelo detrás de zonas reforzadas
zona reforzada. Una aceleración máxima de 0,45 g se asume lo que refleja un
y agrietamiento de paneles de revestimiento de hormigón. En algunos casos se observaron
modo de falla potencial de deslizamiento a este nivel de aceleración. Choukeir
signi fi desplazamientos de pared no puede. Por ejemplo, más o menos se observaron 12 y 6
et al. (1997) describen un procedimiento en el que k h es una función de la
pulgadas de desplazamientos laterales en la parte superior e inferior de un 20 pies de alto
frecuencia natural de la masa de suelo reforzado y la frecuencia de entrada
pared en Kobe, donde aceleraciones del terreno eran 0,7 g. Tal daño menor no afecta a la
terremoto dominante. Para mejorar las directrices de diseño, se necesita una
integridad o estabilidad de la pared, y la pared continuó funcionando.
mejor comprensión de la influencia de la altura reforzado fi ll y la rigidez y las características de frecuencia de los movimientos de entrada en los niveles de diseño de aceleración. También está claro que la geometría de la zona de
En base a la evidencia anterior, se podría argumentar que los métodos actuales
presión activa terremoto inducida será influido por el nivel de aceleración. La
de diseño sísmico para muros de MSE son adecuados. Sin embargo, la falta de
(1995) y el método de análisis Bathhurst Cai adoptado en el informe de 2006
datos de seguimiento y la falta de historias clínicas para las alturas de pared superior
MCEER Sísmicos fi t Directrices retro para las Estructuras de la carretera ( M CEER,
a 30 a 50 pies, junto con las limitaciones e incertidumbres de las metodologías de
2006) asume una sísmica activa zona de presión definida por el MO Coulomb
diseño actuales, sugieren que todavía se necesitan mejoras en los enfoques de diseño. Como un ejemplo extremo de esta necesidad, una pared MSE con una altura de más de 100 pies fue diseñado y construido
22 superficie de falla y se utiliza en conjunción con aceleraciones máximas del
3.2 taludes y terraplenes
suelo. Otros enfoques analíticos búsqueda de una zona de presión activo crítico definido por una superficie de falla bi-lineal.
El tema dominante en la literatura sobre el tema de la evaluación de la estabilidad sísmica o el rendimiento de taludes y terraplenes fue el uso de ya
• la estabilidad externa se trata en la mayoría de las directrices, asumiendo el
sea pseudo-estática o el Newmark deslizante métodos de bloque de análisis.
método de MO para la determinación de los empujes activos earthquakeinduced
Considerando que los análisis de respuesta dinámica (en particular de
en el relleno detrás de la masa de suelo reforzado. Para evaluar el potencial de
estructuras de tierra grandes, tales como presas), utilizando programas
deslizamiento, la AASHTO LRFD Puente Especificaciones de Diseño asumir sólo
informáticos tales como FLAC se utiliza cada vez más, para el diseño sísmico
el 50 por ciento de la presión actúa activos terremoto en conjunción con el suelo
de rutina de taludes y terraplenes relacionados con las carreteras, el método
reforzado carga de inercia de masas en la suposición de que los dos
de pseudo-estática ha encontrado una amplia aceptación, mientras que el uso
componentes no estarían en fase, que es cuestionable y requiere una evaluación
de Newmark deslizante método de bloques deformación fue ganando favor,
adicional. Además, las limitaciones y los problemas con el uso de las ecuaciones
particularmente donde los métodos de pseudo-estático resultaron en bajos
de MO para las evaluaciones de la estabilidad externa son similares a los
factores de seguridad. A menudo resultados del análisis de la deformación
descritos anteriormente para muros de contención semigravity convencionales, y
indicaron que la cantidad de deformación para una pendiente o terraplén era
junto con los criterios de rendimiento en base a los desplazamientos de pared
tolerable, dicen menos de 1 a 2 pies,
permisibles, se pueden abordar de una manera similar a los enfoques descrito para paredes semi-gravedad.
3.2.1 Consideraciones sísmicas para pendientes de suelos Como se ha discutido en el capítulo siguiente, los estudios relacionados con la pared coeficientes sísmicos dependientes de altura / rigidez y de movimiento de tierra para el
Un número de consideraciones relativas al análisis sísmico de taludes y terraplenes se resumen a continuación.
diseño, junto con los enfoques mejorados para la evaluación de la estabilidad sísmica interna y externa, están claramente necesario.
• Como se describe en tanto el MCEER (2006) Manual de sísmica fi tting retro para las estructuras de la carretera y la SCEC (2002) Directrices para analizar y mitigar los deslizamientos en California, Práctica
3.1.3 Las paredes del suelo de uñas paredes clavo para suelo actúan de una manera similar a las paredes de MSE, pero
Recomendada para el análisis de la pendiente sísmica o el rendimiento terraplén es un análisis basado en el desplazamiento utilizando un enfoque de bloque deslizante Newmark. Este enfoque también fue adoptado por el Proyecto NCHRP 12-49 para
son típicamente una técnica de refuerzo de tierra utilizados para taludes de corte en
evaluar la licuefacción inducida por el desplazamiento propagación lateral de LLS fi
oposición a las pistas de llenar en el caso de paredes de MSE. Como se describe en un
enfoque puente o pendientes.
FHWA Geotechnical Circular Ingeniería No. 7 Las paredes de las uñas (suelo F HWA, 2003), paredes de uñas suelo han realizado muy bien durante los terremotos fuertes, sin signos de angustia o de permanente reflexión.
• desplazamientos Newmark proporcionan un índice de rendimiento pendiente sísmica probable. Como pauta general, un desplazamiento Newmark de menos de 4 pulgadas a menudo se considera que representa una pendiente “estable”, mientras que más de
Choukeir et al. (1997) tomar nota de una metodología de diseño sísmico similar a la
12 pulgadas se considera inestable desde el punto de vista de servicio. Varios gráficos
descrita anteriormente para las paredes de MSE. Caltrans han desarrollado un caracol
de diseño que correlacionan Newmark desplazamiento con la relación de la
programa de ordenador para el diseño de las paredes de uñas de suelo sobre la base de
aceleración de rendimiento (definido como la aceleración necesaria para que el factor
un enfoque de límite de equilibrio utilizando dos cuña o superficie de falla bilineal para
de seguridad 1.0) a la aceleración pico de existir. El enfoque identi fi cados en el
ambas consideraciones de estabilidad internas y externas, incluyendo la especificación
capítulo 4 opinión involucrados de los datos existentes con el propósito de desarrollar
de los coeficientes sísmicos horizontales y verticales. El GOLDNAIL programa de
gráficos de diseño mejoradas aplicables a la amenaza sísmica en todo el país con
ordenador también se usa ampliamente en la práctica durante el diseño de uñas de
condiciones diferentes gráficos producidos por WUS en comparación con los sitios de
suelo. Este software también se puede utilizar para evaluar el desempeño de muros
CEUS.
anclados mediante la sustitución de la uña con un tendón que tiene una resistencia especificada y la capacidad de retirada
• Como se discutió previamente para retener diseño de la pared, los estudios descritos en la literatura sugieren que los análisis basados en desplazamiento son A medida que los problemas de diseño para muros de MSE y de las uñas del suelo son
muy sensibles a las características de frecuencia y amplitud de las historias de
generalmente similares, los métodos de análisis para el desarrollo también fueron algo
tiempo de aceleración terremoto y a la duración terremoto, junto con las
similar, con potenciales aplicaciones del caracol y programas GOLDNAIL también requieren
características de respuesta terremoto de paredes más altas, pendientes, o
revisión.
terraplenes
23 mentos. Mientras que los gráficos de diseño o expresiones simplificados están
que se puede llevar a cabo con la mayoría de los programas de estabilidad pendiente
disponibles para proporcionar una guía de diseño, se necesitan mejoras para volver
de dos dimensiones, un fallo de cuña bajo excitación sísmica no se analiza
mejor reflejan las variables anteriores y proporcionar una base para la aplicación a nivel
ampliamente. Los análisis para derribar el fracaso, que generalmente implica el
nacional y para su uso como una herramienta de detección para establecer criterios de
equilibrio momento, rara vez se utilizan en la práctica debido a la complejidad del
“ningún análisis sísmico” en base a criterios de servicio apropiados . directrices de
problema y la falta de propiedades de las rocas adecuadas para llevar a cabo
Caltrans, por ejemplo, utilizar un criterio de investigación “ningún análisis” basados en
soluciones significativas.
factores de pseudo-estática de seguridad mayor que 1,1 cuando un sísmica coeficiente de 1 / 3 de la aceleración máxima del suelo se utilizó.
•
A menudo, el desempeño sísmico de la pendiente de la roca se expresa en términos de un factor de pseudo-estática de seguridad. El desafío que enfrenta el ingeniero practicante implica la asignación de parámetros de resistencia al corte apropiadas en el plano de
•
Para taludes y terraplenes de altura limitada, dicen menos de aproximadamente
debilidad en que se prevé el deslizamiento. Algunos ingenieros pueden ser reacios a
30 a 40 pies, se pensaba que la asunción de un bloque deslizante rígida y el uso
asignar cohesión a la superficie de la articulación debido a la falta de 'pegajosidad' tal
de parámetros de aceleración del suelo para definir las fuerzas laterales
como se encuentra en un suelo arcilloso. De hecho, esto supone una resistencia cohesiva
inerciales ser una aproximación razonable. Para pendientes y terr aplenes
se define por la intersección en el eje de resistencia a la cizalladura, de una tangente de un
superiores, sin embargo, donde la respuesta dinámica de la masa deslizante
sobre Mohr curvilínea. Esta curvatura es el resultado de la interconexión de los aspirados
puede influir en el desplazamiento magnitudes, se requirieron modi fi caciones a
en la superficie coincidente de las articulaciones. Por otra parte, las pruebas de corte
desplazamientos Newmark calculados, dependiendo de las características
directo de laboratorio se realizan en general en muestras de rocas pequeñas, y por lo tanto
período natural comparativos del movimiento del suelo terremoto y la pendiente.
la dilatación debido a la ondulación (naturaleza ondulatoria) de la articulación que tiene una
Tales modificaciones se incluyen, por ejemplo, en los métodos de diseño
longitud de onda más larga que el tamaño de la muestra no se captura en el ensayo. Estas
documentados en el SCEC (2002) los procedimientos recomendados. Un
condiciones se incrementarían las propiedades brutos resistencia al corte de los planos de
enfoque para el desarrollo de análisis se describe en el capítulo 4 para abordar
unión cuando se considera una superficie de falla grande. Cuando se considera un fallo de
esta cuestión.
bloque grande, el plano de falla potencial es probable que pasar por las discontinuidades existentes y para cortar la roca intacta que une los planos de unión. En este caso, los parámetros de resistencia de cizallamiento asignados a la superficie de potencial de fallo en un análisis de equilibrio límite deben incluir una parte de la resistencia de la roca intacta. Estos incrementos en la resistencia al corte juegan un papel crucial en la
3.2.2 Consideraciones sísmicas de taludes en roca
estabilidad del talud de roca. Estas condiciones se incrementarían las propiedades brutos
pendientes rocosas se encuentran en terrenos muchas situaciones, tanto urbano
resistencia al corte de los planos de unión cuando se considera una superficie de falla
y montañoso. Algunas consideraciones relacionadas con este tipo de pistas se
grande. Cuando se considera un fallo de bloque grande, el plano de falla potencial es
resumen a continuación.
probable que pasar por las discontinuidades existentes y para cortar la roca intacta que une los planos de unión. En este caso, los parámetros de resistencia de cizallamiento
•
En el rock camas o foliada con regularidad, cortado por las articulaciones, hay muchas posibilidades de movimiento del bloque lo largo de planos débiles. Cuando hay
asignados a la superficie de potencial de fallo en un análisis de equilibrio límite deben incluir una parte d
•
El diseño sísmico de la pendiente de la roca se puede mejorar adicionalmente mediante
múltiples conjuntos de planos discontinuos que se cortan en ángulos oblicuos, tres
un análisis de deformación que implica un análisis bloque deslizante Newmark en el
modos de fallo deben ser examinados: plano de deslizamiento, deslizamiento de cuña,
plano de falla. El análisis de deslizamiento Newmark para un fallo de avión es
y vuelque. Una diapositiva plano puede formar, donde un bloque de roca descansa
relativamente sencillo de realizar; sin embargo, para el fracaso de cuña, se requiere fi
sobre un plano inclinado que se sumerge hacia abajo y corta a la cara de la pendiente.
cación modi para hacer frente a deslizamiento en dos planos bajo una carga de tres
Una corredera de acuñamiento puede ocurrir que dos planos de debilidad se intersecan
direccional. El vector resultante de las fuerzas del cuerpo de inercia que actúan sobre
para definir un bloque tetraédrico. Derribando el fracaso puede desarrollarse a partir de
cada plano de unión debido a la aceleración de tres componentes se compara con la
vuelco de ciertos tipos de roca, tales como pizarras y esquistos, que tienen planos de
aceleración de rendimiento de la articulación. Deslizante puede tener lugar en
estratificación muy inclinado en la ladera.
cualquiera de avión o a lo largo de la interceptación de los dos planos, dependiendo de la dirección de las cargas en cualquier instancia de tiempo dado. Este tipo de análisis proporciona una base racional para el análisis de la deformación de la insuficiencia
•
En soluciones prácticas, el fracaso plano se examinó utilizando un enfoque de
cuña.
equilibrio límite bidimensional el tratamiento de la carga de inercia sísmica como una aceleración que actúa horizontal constante en el bloque de fallo potencial. Para el fracaso de cuña, en tres dimensiones de equilibrio límite cuña analiza usando proyección estereográfica de las articulaciones y orientaciones de superficie libre
Aunque estas consideraciones de rendimiento sísmicos se pueden identificar fi,
abiertos se utilizan para la carga de la gravedad. Mientras que la consideración de
también era evidente que un enfoque transparente para la evaluación de la
las cargas sísmicas en términos de aceleración pseudo-estática fácilmente puede ser
respuesta sísmica de pendientes rocosas no se podría desarrollar en una pauta
implementado por el fracaso de avión
consistente con la simpli fi ed enfoques necesarios para estos AASHTO LRFD Diseño Puente
24 especificaciones, al menos dentro del alcance de este proyecto. Más bien, el diseño
• Actuales metodologías de diseño y análisis de sistemas de tuberías y túneles se
sísmico de taludes en roca sería tratado con mayor precisión sobre una base de caso por
desarrollaron típicamente para estructuras largas, lineales. Para la mayoría de las
caso.
aplicaciones de carreteras, la alcantarilla o tubería, sin embargo, es típicamente con
Para las evaluaciones de estabilidad de la pendiente de la roca, geólogos y los ingenieros geotécnicos será necesario definir los mecanismos potenciales de fallo, los
longitud limitada. El efecto de la corta longitud de la alcantarilla o tubería en la respuesta sísmica, así como en el procedimiento de análisis, tenía que ser evaluada.
parámetros de resistencia que representan los mecanismos de fallo, y las cargas sísmicas. Con esta información se requiere una evaluación de los programas
• Actuales metodologías de análisis y diseño de sistemas de t uberías y túneles se
informáticos disponibles para investigar la estabilidad sísmica. En algunos casos donde
desarrollaron normalmente para las condiciones de nivel de tierra. Alcantarillas y
las condiciones bidimensionales son predominantes, se podría utilizar el software de la
tuberías, sin embargo, se construyen típicamente dentro de un terraplén construida.
estabilidad convencional similar a los programas utilizados para pendientes del suelo.
Hubo una falta de datos de la forma de determinar los parámetros apropiados para
De lo contrario, serían necesarios programas más completos y especializados, que
TGD alcantarillas y tuberías empotradas en muros de contención, especialmente en
implican superficies de dos y tres dimensiones de cuña de falla.
terraplenes altos.
• El efecto del espesor de suelo sobrecargar (o profundidad de empotramiento) y el efecto de los componentes verticales de la sacudida de la tierra en la alcantarilla o
3.3 estructuras enterradas Casi todas las alcantarillas de carreteras y tuberías enterradas se han diseñado y
el rendimiento de la tubería no se entiende bien. Se requieren más estudios en estos aspectos.
• Cuando se somete al efecto de TGD, la respuesta de una estructura lineal enterrado
construido sin tener en cuenta los efectos sísmicos. Actualmente, no existen disposiciones
se puede describir en términos de tres tipos principales de deformaciones: (1) las
sísmicas en AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD para alcantarillas y
deformaciones axiales, (2) las deformaciones de curvatura, y (3) la ovalización (para la
estructuras enterradas, a excepción de un requisito general que indica que “las cargas
sección transversal circular) o trasiego (para la sección transversal rectangular)
sísmicas deben considerarse únicamente cuando las estructuras enterradas cruzan las
deformaciones. Las deformaciones dos primeros tipos, axiales y de curvatura, son
fallas activas.” A menos que haya un problema global de estabilidad de taludes en el muro
inducidos por componentes de ondas sísmicas que se propagan a lo largo del eje de la
de contención a través del cual la alcantarilla de pases de tuberías, es poco probable que
alcantarilla / tubo. La ovalización / deformaciones estanterías son inducidos a lo largo
las alcantarillas existentes de carreteras o estructuras enterradas (distintos de los túneles)
de la sección transversal c uando las ondas sísmicas se propagan perpendicularmente
se han diseñado y construido con la consideración de los desplazamientos de fallas. Si
al eje de la alcantarilla / tubo. observaciones anteriores han sugerido que los tubos de
bien este enfoque puede ser aceptable para alcantarillas de drenaje y la mayoría de las
diámetro más pequeño (o pequeñas alcantarillas de l a carretera diámetro) son más
tuberías, puede que no sea una aproximación aceptable para un túnel peatonal bien
resistentes a la ovalización deformaciones que las estructuras de túnel (y grandes
utilizado.
conducciones de diámetro / tamaño). Por otra parte, túneles y alcantarillas de la carretera de gran tamaño han obtenido mejores resultados que las tuberías de pequeño diámetro bajo los efectos de las deformaciones axial / curvatura. Una
En los últimos años, una gran cantidad de atención se ha dado al estudio de
comprensión adicional de los factores resultantes en este diferente comportamiento
comportamiento sísmico de estructuras subterráneas para mejorar la comprensión
entre las estructuras grandes y pequeñas enterrado era importante. Una vez identi fi
de los factores que influyen en el comportamiento sísmico de estructuras
ed, estos factores se consideraron en los procedimientos de diseño y análisis.
subterráneas. Diseño y análisis de procedimientos también se han propuesto por algunos investigadores e ingenieros de diseño, pero por lo general se desarrollan ya sea para tuberías (por ejemplo, gas y agua) o túneles (es decir, el transporte o el agua) sistemas. Estos procedimientos no se han aplicado directamente a las instalaciones de alcantarilla.
• Simpli ovalización fi ed y estanterías procedimientos de análisis desarrollados para estructuras de túnel (por ejemplo, túneles circulares minadas y túneles de cortar y de
Se consideraron los posibles problemas y deficiencias de conocimientos asociados
cubierta de tipo caja) se pueden aplicar a gran lapso circular y alcantarillas
a los procedimientos de diseño y evaluación sísmicos actuales para estructuras
rectangulares, respectivamente. procedimientos simplificados para las secciones no
enterradas.
circulares y no rectangulares (por ejemplo, elipse, arco, arco de la parte superior 3 lados, etc.) eran inexistente. se requiere un análisis numérico en este caso y
• Alcantarillas y tuberías enterradas han realizado mucho mejor que otros componentes estructurales de la carretera (por ejemplo, puentes y fundaciones).
procedimientos c especificaciones relacionadas con la realización se necesita este tipo de análisis.
El “no-análisis requerido” criterio propuesto para las estructuras de puente puede no ser aplicable a las estructuras de alcantarilla. Un criterio de selección
• Se han propuesto varios enfoques para el análisis o el diseño de sistemas de
independiente y menos estrictas, teniendo en cuenta tanto la intensidad
tuberías (por gas y agua), en particular bajo el efecto de PGD, incluyendo
temblores de tierra y el Pr oyecto de las condiciones del sitio geológicas, se
desplazamientos de fallas, propagación lateral, y deformaciones de pendiente
necesitaba.
(asentamiento). Existe disparidad signi fi cativa entre estos enfoques. También hay
25 diferentes requisitos de rendimiento y criterios de carga siendo utilizados o
ecuación o un programa de estabilidad límite de equilibrio para determinar las
propuestos de diferentes estudios. A metodología y criterios de diseño regular que
fuerzas necesarias para la estabilidad.
- Gráficos de estimación de desplazamiento de la pared para zonas
sea compatible con los otros componentes de las instalaciones de la carretera aún no se han desarrollado para las estructuras de alcantarillas.
representativas de los Estados Unidos (por ejemplo, CEUS frente WUS).
- Orientación sobre la selección de la sísmica coeficiente para el límite del equilibrio y diseño basado en el desplazamiento y su variación con la altura de
3.4 Conclusiones lagunas de conocimiento y problemas identi fi cados en la revisión de la literatura, a
la pared.
•
través de discusiones con varios individuos en los puntos y de los que realizan
Taludes y terraplenes - Procedimientos para determinar la sísmica coeficiente apropiado y su variación con la altura del talud.
investigación en el área, ya través de la realización de la tarea 2 no han identi fi cado
- Gráficos de estimar el desplazamiento de áreas representativas de los
las deficiencias o problemas de conocimiento nuevos o adicionales; los citados anteriormente son relativamente bien conocidos y documentados. Al parecer, en la
Estados Unidos (por ejemplo, CEUS frente SUM). (Estos gráficos son los
mayoría de los casos, las metodologías simplificados con mejoras y documentación
mismos que los utilizados para estimar el desplazamiento de muros de
adecuados existentes podrían utilizarse para hacer frente a estas deficiencias y
gravedad rígidos convencionales.)
problemas de conocimiento.
-
Mientras que muchos problemas podrían ser manejados por métodos simplificados Fi existente, la complejidad de algunos temas, como el diseño sísmico de muros MSE geosintéticos, fue visto como algo más compleja de lo previsto originalmente. Esta
•
Procedimientos para la introducción de los efectos de licuefacción. Los procedimientos para el tratamiento de taludes en roca.
estructuras enterradas
-
De usar simples gráficos de diseño para alcantarillas y tuberías medianas y de gran
complejidad resultó en parte del cambio de enfoque sobre el diseño estático de este
tamaño bajo el efecto de las deformaciones de estanterías sísmicas transversales,
tipo de pared. También parece que el diseño sísmico de otros tipos de paredes, tales
teniendo en cuenta la estructura del suelo-efecto de interacción.
como paredes de uñas suelo, todavía no tenía el rigor necesario para ser considerado estado-of-the-práctica. Como se señaló en la discusión de las bases de diseño sismo, la práctica actual con algunos de estos tipos de pared involucrados su fi ciente
- Orientación sobre cómo seleccionar parámetros transitorios deformación del suelo (o tensión) para fines de diseño y análisis.
conservadurismo en el movimiento del suelo especí fi cación, así como el conservadurismo inherente en el diseño estático, que estas deficiencias no eran un
- Desarrollo de un procedimiento coherente y racional para estructuras
problema de diseño serio. De hecho, los métodos actuales de diseño en general han
enterradas sometidas a diversas formas de PGD, incluyendo propagación
funcionado sorprendentemente bien.
lateral, movimientos de ladera terraplén o flujo, y fallas.
Sobre la base de los trabajos realizados para esta tarea, las necesidades de desarrollo primarios fueron identificado como sigue:
Una necesidad general de las tres áreas era un procedimiento de selección que proporcionaría orientación al diseñador de cuándo podría ser descuidado un análisis sísmico, debido a que la capacidad de reserva para el diseño estático fue su fi ciente para satisfacer las
•
Muro de contención
demandas sísmicas durante el evento sísmico de diseño. Además, se necesitaba orientación
- procedimiento numérico que evitar deficiencias en el procedimiento de MO a
sobre la selección de los movimientos de tierra apropiados a utilizar para el diseño sísmico y la
niveles de aceleración altos y pendientes dorsales empinadas y que el suelo
determinación de los puntos fuertes del suelo adecuados para usar en la estimación de la
mixto manejado (c- φ) condiciones. La recomendación fue la de utilizar una
capacidad.
cuña de equilibrio
26
CAPÍTULO 4
Plan de trabajo: metodologías analíticas
El objetivo de la Tarea 3 para el proyecto NCHRP 12-70 fue identificar
la demanda de movimiento. El proyecto NCHRP 20-07 adopción del período de
metodologías analíticas que se desarrollarían para hacer frente a las lagunas de
retorno de 1.000 años para el estado límite extremo recomendado (es decir, un
conocimiento y los problemas que se presentan en los capítulos anteriores. La
evento que tenga una probabilidad de excedencia del 7 por ciento en 75 años). La
discusión del plan de trabajo para la evolución de la metodología analítica se presenta
directriz NCHRP 20-07 también se centró su enfoque en la aceleración espectral en
en cuatro categorías principales:
1-segundo período (S 1). E ste fue un importante desarrollo impulsado por la observación de que la PGA no es un buen parámetro que se correlaciona con daño histórico a las estructuras. Medidas de temblores de tierra en algún rango de período
• movimientos de tierra sísmicos
intermedio (dicen aceleraciones espectrales alrededor de 1 a 2 segundos) son un
• Muro de contención
mejor indicador de la demanda de desplazamiento relacionado con el daño histórico y
• Taludes y terraplenes
por lo tanto más importante para la caracterización de los temblores de tierra para el
• estructurasenterradas
diseño. Esto también es cierto para el diseño de muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas.
La discusión de movimiento de tierra sísmica sigue discusiones anteriores acerca de la importancia de los movimientos de tierra para todo el proyecto. Como se señaló anteriormente, las decisiones sobre los niveles de movimiento de tierra sísmicas
En general, PGV está estrechamente relacionado con las aceleraciones espectrales
dependen en cierta medida de las conclusiones alcanzadas en el Proyecto de NCHRP
en los períodos intermedios y, por lo tanto, es una medida más apropiada de demanda de
20-07, que fue realizado como un contrato separado. Uno de los principales
desplazamiento movimiento del suelo de PGA, especialmente para correlación cruzada a
investigadores del proyecto NCHRP 12-70 sirvió como asesor técnico del proyecto
la amplitud de las deformaciones de tierra o desplazamientos de pendiente permanentes.
NCHRP 20-07, lo que permite el Proyecto NCHRP 12-70 para mantenerse al tanto de
Además, la investigación sismológica reciente sugiere que los niveles más bajos de la
las recomendaciones de movimiento de tierra y otros componentes del proyecto
aceleración espectral en períodos intermedios para CEUS en comparación con SUM, y
NCHRP 20-07 que podrían afectar al proyecto NCHRP 12-70.
estas reducciones son relevantes al Proyecto requisitos.
Históricamente, debido a la ausencia de datos de movimientos fuertes de los sitios
4.1 Desarrollos para sísmicos terrestres mociones El área del primer desarrollo involucró a los movimientos de tierra utilizados
de CEUS, los criterios de diseño sísmico para proyectos en CEUS generalmente se han desarrollado mediante la aplicación de los pequeños valores de PGA de los sitios de CEUS a WUS empírica formas espectrales para definir el espectro de diseño objetivo para condiciones de CEUS. Sin embargo, estudios como NUREG / CR-6728 llevada a
durante el diseño sísmico de muros de contención, taludes y terraplenes y
cabo por la Comisión Reguladora Nuclear (NRC) para aplicaciones de plantas de
estructuras enterradas. El procedimiento de diseño LRFD implica la comparación de
energía nuclear (NUREG, 2001) han demostrado que las diferencias en CEUS
la capacidad del elemento de diseño a la demanda sísmica para diversos estados
condiciones sismológicos no sólo resultan en niveles de movimientos inferiores (es
límite (es decir, la fuerza, el servicio, y extrema). El establecimiento de la señal
decir, menor PGA), pero también da lugar a mucho menor contenido de periodo largo
sísmica era un paso necesario cuando se de fi nir la demanda esperada durante la
para los sitios de CEUS. Los estudios NUREG / CR-6728 han sido adoptados por la
carga sísmica.
NRC en el reconocimiento de la diferencia fundamental entre los requisitos para los estudios sismológicos en CEUS frente WUS histórica
El proyecto siguió las recomendaciones del proyecto NCHRP 20-07 en la definición de la tierra sísmica
27
La Figura 4-1. Límite entre WUS y CEUS.
práctica. Figura 4-1 presenta el límite geográfico WUS y CEUS siguiendo
forma espectral CR-0098 se muestra en la Figura 4-2 se basa en la recomendación de
el programa de mapeo sísmico-peligro USGS. El límite sigue básicamente las Montañas Rocosas que pasan a través de Montana,
Newmark usando datos de movimiento fuertes históricos de WUS, mientras que la forma
Wyoming, Utah, Arizona, luego de flexión al este por el sur de Colorado, Nuevo México y el oeste de Texas.
NUREG / CR-6728 basado en up-hasta la fecha técnicas para CEUS aprobados por el
espectral para CEUS fue desarrollado usando los procedimientos descritos en el informe
NRC. La Guía Reguladora 1.60 es la forma del diseño espectral histórico utilizado originalmente para el diseño de plantas de energía nuclear, que ahora se consideran
Figura 4-2 presenta los resultados de un importante estudio financiado por NRC para identificar diferencias en las características de movimiento de tierra entre WUS y CEUS
demasiado conservador. En esta figura tanto el desplazamiento espectral (RD) y la aceleración espectral pico (PSA) en 1 segundo se normalizan por PGA.
para movimientos horizontales representante de magnitud 6,5 eventos para sitios genéricos de suelo. El NUREG /
La Figura 4-2. formas de las curvas espectrales para los sitios genéricos que cubren tanto WUS y CEUS (Sandia, 2004).
28 Junto con la diferencia en el PGA entre los sitios WUS y CEUS, estas
altos coeficientes sísmicos. Con unas pocas excepciones, estos problemas impiden
figuras muestran la diferencia drástica en el obstáculo de agitación tal como se
práctica modi fi cación de las ecuaciones de MO para el uso general. El problema para
mide por la aceleración espectral pico en 1 segundo (S 1) o PGV entre un SUM y
presiones activa de la tierra sísmicos se puede superar mediante el uso de, los
un sitio de CEUS. Tales cambios entre los Wu y CEUS también se reflejan en
programas de ordenador disponibles en el mercado limitequilibrium mismo que el
los mapas AASHTO 1000 años.
utilizado para el análisis de estabilidad de la pendiente sísmica. Las versiones actuales de muchos de estos programas tienen la versatilidad para analizar paredes
En vista de las diferencias en las características de movimiento de tierra, por lo
convencionales semi-gravedad, así como MSE, pilote de suelo o paredes ancladas.
tanto Espectros de Respuesta, entre CEUS y WUS, así como la NCHRP
Estos análisis pueden llevarse a cabo para la pared complejo pro fi les, estratigrafía del
recomendación 20-07 proyecto para utilizar la aceleración espectral a una
suelo, la carga de pago, y lateral de carga terremoto pseudo-estática.
1-segundo periodo como el parámetro para de fi nir el nivel y los requisitos para diseño del puente, un estudio de movimiento de tierra centrado se llevó a cabo durante el proyecto NCHRP 12-70 para establecer un enfoque coherente para
En el caso de paredes semi-gravedad, los valores de las cargas de pared
ambos proyectos. El NCHRP estudio de movimiento 12-70 suelo implicado el
earthquakeinduced (P AE) i nducida por suelos retenidas se puede calcular a partir de un
desarrollo de una metodología analítica que relaciona PGV y aceleración espectral
análisis de estabilidad límite de equilibrio mediante el c álculo de la carga máxima
en 1-segundo período (S 1) y entre PGV y PGA para CEUS y WUS. Efectos de las
equivalente externo en una cara de la pared (Figura 4-3) correspondiente a un factor
condiciones locales del suelo sobre la relación entre estos parámetros de
de seguridad de 1,0. Este concepto, referido como método el límite generalizada de
movimiento de tierra se evitaron mediante el desarrollo de las relaciones para las
equilibrio (GLE), se puede calibrar de nuevo a una solución MO idealizada para
condiciones NEHRP Sitio Clase B (es decir, la roca con una velocidad de onda de
uniforme sin cohesión volver fi ll, y se ha utilizado en la práctica para reemplazar
corte entre 2.500 y 5.000 pies por segundo), y luego la aplicación de coeficientes de
soluciones MO para los diseños de pared complejos. La línea de acción de la carga
sitio para correcto para las condiciones del suelo. Este desarrollo se llevó a cabo
externa puede asumirse razonablemente en la mitad de la altura de la pared que actúa
utilizando una base de datos de movimiento de tierra disponible, incluyendo
en un ángulo de fricción apropiado. En el caso de MSE o clavo para suelo paredes,
spectrumcompatible tiempo de desarrollo de la historia re fl eja las diferencias en las
evaluaciones internas y externas de estabilidad pueden llevarse a cabo usando
condiciones de WUS y CEUS.
programas de ordenador límite de equilibrio s in el empirismo actualmente asociado con AASHTO Especi fi caciones. Este enfoque ha sido descrito por Ling et al. (1997).
4.2 Desarrollos para muros de contención La siguiente área importante de desarrollo involucrado métodos mejorados para
Se revisaron los programas de ordenador potenciales para evaluar la metodología GLE. Uno de los documentos más valiosos para esta revisión fue un estudio realizado por Pockoski y Duncan (2000) comparación de 10 programas informáticos disponibles para el análisis de equilibrio límite. Programas incluidos en
la estimación de las fuerzas sobre la respuesta y desplazamiento de muros de
el estudio fueron UTEXAS4, PENDIENTE / W, tobogán, XSTABLE, WINSTABL,
contención. El enfoque para evaluar la respuesta de desplazamiento sísmico de
RSS,
muros de contención consistía en el uso de un análisis de estabilidad de equilibrio límite en combinación con los resultados de la demanda sísmica (movimiento del suelo) estudios descritos anteriormente. Se requiere la evolución de análisis en tres áreas, como se discute en las siguientes subsecciones. El objetivo de estos desarrollos fue en métodos racionales para estimar las fuerzas de deformación y de muros de contención ubicados en CEUS y SUM.
4.2.1 generalizadas análisis de equilibrio límite Los problemas y los conocimientos lagunas asociadas con cationes existentes fi AASHTO caciones para la determinación de presión de la tierra sísmica se han resumido en la discusión Capítulo 3. Muchos problemas están asociados con las ecuaciones MO utilizadas para calcular las presiones del terreno activas y pasivas sísmicos para el diseño de la pared. Estos problemas incluyen la incapacidad de las ecuaciones de MO para manejar pared complejo pro fi les, estratigrafía del suelo, y
La Figura 4-3. Limite método de equilibrio para la estimación de presión de tierras activos sísmicos.
29 Caracol, y GOLDNAIL. problemas de ejemplo en el informe Pockoski y Duncan dirigirse paredes ancladas (tieback) diseño y análisis de MSE, clavo para suelo y, y se examinaron cuestiones tales como la facilidad de uso, la precisión y e fi ciencia. Sin embargo, el estudio y Pockoski Duncan consideran las condiciones de carga estática única. Los programas MSEW (basado en AASHTO Especi fi caciones para las paredes MSE) y Ressa (un programa de límite de equilibrio para pistas de suelo reforzado), ambos desarrollados por ADAMA Engineering Inc. (ADAMA, 2005a y b) y con licencia para la FHWA, también se consideraron en este revisión. Una aplicación de la última versión de Ressa se ha ilustrado en un artículo de Leshchinsky y Han (2004) y en comparación con los análisis de FLAC.
En base a la revisión del informe anterior por Pockoski y Duncan, la información de algunos de los proveedores de software, y las conversaciones con varios investigadores y profesionales, el programas de diapositivas, MSEW y Ressa (2.0) que parecía ser el más adecuado para su uso en el desarrollo de metodología analítica del Proyecto. También se realizaron comprobaciones con
La Figura 4-4. Efectos de espacialmente diferentes movimientos de tierra en sísmica coeficiente.
un programa alternativo para con fi rmar la flexibilidad de la metodología que se recomienda para el desarrollo. Ejemplos de aplicación se discuten en el Capítulo 7.
La respuesta de la historia del tiempo de aceleración en diferentes puntos de la masa de suelo será diferente el uno del otro. la actuación total de la fuerza cuando
En el caso de paredes semi-gravedad validación del enfoque GLE con l as
se normalizó por la masa del suelo dentro del plano de falla da lugar a un
soluciones MO de forma cerrada se discute en el capítulo 7. estudios paramétricos
equivalente sísmica coeficiente para el diseño de la pared. A medida que la altura
y ejemplos de aplicaciones de diseño a las paredes representativos incluidos los
de la pared de retención y la dimensión lateral del aumento de la masa, un grado
efectos de pared de altura y análisis de deformación (discutido en las Secciones
cada vez mayor de contenido de alta frecuencia del movimiento del suelo será
4.2. 2 y 4.2.3, respectivamente), junto con ejemplos comparativos usando los
eliminado. Por lo tanto, la sísmica coeficiente para la determinación de presión de
métodos existentes de diseño AASHTO, también se discuten en el Capítulo 5 y 6.
la tierra debe ser una función de la altura de la pared, así como una función del contenido de frecuencia de la ficha movimiento del suelo. movimientos de tierra de alta frecuencia ricos tienden a ser más incoherente y resultar en una menor coe fi ciente sísmico. Esta observación también significa que la sísmica coeficiente
4.2.2 Altura del muro dependiente Coef sísmico deficiente
debería disminuir por el contenido bajo, a largo plazo de los registros de movimiento de CEUS en comparación con WUS,
La siguiente área de desarrollo de la metodología de análisis que participan un procedimiento técnico adecuado para la selección del coeficiente sísmico para ser utilizado en el método de equilibrio límite. La práctica actual en la selección del
Este desarrollo analítico para cuantificar los efectos de la incoherencia (también
coeficiente sísmico asume rígida suelo cuerpo respuesta de reposición en el que el
conocida como la dispersión o la dispersión de ondas en este Informe Final) que
coeficiente sísmico se define por la aceleración del suelo pico que ocurre en un
participan uso de una biblioteca de historias de tiempo spectrumcompatible que
punto en el campo libre. Para alturas de pared en exceso de aproximadamente 30
representan una amplia gama de condiciones, incluyendo la magnitud de los
pies, esta suposición de cuerpo rígido puede ser cuestionada.
terremotos, el suelo frente a los sitios de rock, y CEUS frente WUS ubicaciones. Esta información se utilizó para evaluar la dependencia del coeficiente sísmico en la altura de la pared. Coherencia (onda de dispersión) se realizaron análisis, y luego el tiempo
Figura 4-4 presenta dos diagramas esquemáticos que ilustran las cuestiones relativas
de aceleración se integraron historias para diversos mecanismos de fallo para
a la sísmica coeficiente utilizado para la determinación de presión de la pared en
evaluar la relación de sísmica coeficiente frente a la referencia original PGA y la
comparación con el movimiento de campo de libre en un punto sobre la superficie del
aceleración espectral en 1 segundo (S 1). L a onda de dispersión de los análisis se
suelo. Por simplicidad, un muro de contención sin masa se utiliza para eliminar la
realizaron para varias alturas de pared (por ejemplo, 30 pies, 60 pies, y las alturas de
respuesta de inercia de la pared de retención, lo que resulta en un problema
100 pies). La variación en el coeficiente sísmico se estableció como una función del
relativamente simple participa en la respuesta inercial del retenido fi ll que actúa sobre la
tiempo, con lo que de fi nir “coe fi ciente historias de tiempo sísmicos” para diferentes
pared. Para este problema la masa del suelo detrás del muro de contención se rige por la
ubicaciones detrás del muro de contención.
incoherencia en el movimiento del suelo en diferentes puntos de la masa de suelo.
30 Una valiosa fuente de material de referencia sobre este tema se ha
Las historias sísmicas resultantes tiempo coeficiente se utilizaron para la realización de Newmark bloque deslizante los análisis para los estudios de deformación de la pared.
documentado en una Tesis Master of Science de la Universidad de
coeficientes sísmicos más significativos para el diseño de presión de la tierra
Washington por Paulsen (2002), donde se desarrolló un análisis bloque
pseudoestática se establecieron relacionando la r elación de la aceleración en el análisis
deslizante equivalente Newmark para acomodar las deformaciones
Newmark a un valor de desplazamiento permanente de limitación (dicen a 6 pulgadas) de
adicionales derivados de refuerzo deformación tira y deslizamiento. Sin
los análisis realizados. El producto resultante de este esfuerzo fue tablas de sísmica
embargo, la selección de parámetros para el modelo era empírico y basado en
coeficiente frente PGA para diferentes alturas de pared. Gráficas de pared dependiente de
las calibraciones de las pruebas de la tabla de centrífuga y agitar. Mientras
la altura sísmica coeficiente versus 5 por ciento amortiguado aceleración espectral en 1
que el modelo era prometedor, era insu fi ciente para su puesta en práctica en
segundo (S 1) T ambién se han desarrollado. Las últimas cartas podrían tener un mejor valor
este momento. FLAC análisis también se han realizado para evaluar el
técnico como se comentó anteriormente en relación con las diferencias fundamentales entre
comportamiento de la deformación bajo carga sísmica, y puede ser aplicable
la PGA frente a S 1.
para el análisis de casos especiales. Sin embargo, con respecto a AASHTO Especi fi caciones, la metodología analítica intentado relacionar analiza la propuesta pseudo-estática de equilibrio límite a criterios de rendimiento deformación de un modo empírico, basado en las historias de casos existentes y las pruebas de modelo, y el enfoque descrito por Ling et. Alabama. (1997).
4.2.3 Análisis de deformación Como parte de este esfuerzo, una metodología analítica actualizado fue desarrollado para la estimación de las deformaciones de la pared durante la carga sísmica como una función de la aceleración de rendimiento. Este enfoque se dejó dentro de los vigentes en ese momento (2006) AASHTO Especi fi caciones; sin embargo, la ecuación utilizada para estimar los
4.3 La evolución de taludes y terraplenes
desplazamientos se basa en una base de datos limitada.
El siguiente enfoque se tomó de la metodología analítica actualización:
La siguiente área importante de desarrollo involucrado métodos para evaluar el comportamiento sísmico de taludes de corte y terraplenes llenar. En relación con las necesidades de desarrollo de los muros de contención, estas necesidades no eran tan significativa. En la mayoría de los casos metodologías analíticas adecuadas ya
1. paredes Semi-gravedad: Utilizando las historias de tiempo calculado asociados con los estudios fi cientes altura pared cientes sísmica, Newmark correderas gráficos de
existían para la evaluación de la respuesta sísmica de taludes y terraplenes, pero
bloques que muestran desplazamientos frente a la relación de la aceleración de
estos métodos no fueron documentados en la AASHTO modi fi caciones LRFD diseño
rendimiento a la aceleración máxima del suelo ( k a / a k m ax) fueron determinados. (Tenga
de puente, lo que sugiere que gran parte del trabajo relacionado con taludes y
en cuenta que k es la aceleración que se traduce en un factor de seguridad de 1,0; k
terraplenes consistió en adaptar las metodologías actuales en un LRFD especí fi
es la PGA ajustado por efectos de sitio locales. los k m áx plazo es equivalente a una s en
cación y el comentario.
y
m áx
el actual AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de puente. El coe fi ciente sísmico para retener diseño de la pared es comúnmente se define en términos de k en lugar
A pesar de que las necesidades de desarrollo de taludes y terraplenes fueron
de la PGA para indicar una dimensión sísmica coeficiente. El uso de k para definir
menores que para las otras dos zonas, se requieren tres desarrollos, que se resumen a
coef sísmica fi ciente durante pared de diseño es seguido en este proyecto.) Estas
continuación:
cartas son una función de S 1,
• Desarrollar un sólido conjunto de tablas de desplazamiento de Newmark para las evaluaciones de desplazamiento pendiente, reflectante diferencias entre ambos WUS y que se refiere fuertemente a PGV. Las tablas a su vez se utilizaron para reevaluar la
CEUS y la influencia de la altura del talud. En este sentido, el enfoque de análisis fue
idoneidad del factor de reducción de 50 por ciento en pico de aceleración incluidas
similar a la descrita anteriormente para las paredes. Sin embargo, se necesitan
dentro AASHTO para el diseño de la pared pseudo-estática. Como se señaló
parámetros adicionales en el examen de la coherencia de las cargas inerciales sobre los
anteriormente, la reducción del 50 por ciento se basa en criterios de desplazamiento
posibles masas deslizantes, incluyendo el ángulo de inclinación y velocidades de las
horizontal aceptables, donde las paredes están libres para deslizarse. Para las paredes
ondas de cizalla de material pendiente, y parámetros de resistencia que van desde
soportados por pilotes, los límites de desplazamiento deben ser integrados con los
aquellos para los taludes de corte a LLS fi. El programa de análisis utilizado para la
criterios de rendimiento pila asociados con la capacidad de la pila. En estos casos,
dispersión de la onda analiza involucrados QUAD-4M (1994).
también es necesario considerar las cuestiones relativas a acumular fuerzas fijación y su influencia en las aceleraciones de rendimiento del sistema de pared pila.
• Desarrollar un método de cribado para determinar las zonas que no requieren análisis sísmico. El método de selección depende de una combinación del nivel y 2. MSE paredes: Deformación analiza para evaluar los criterios de rendimiento para las
la duración de los temblores de tierra, la geometría de la pendiente, y la
paredes de MSE son claramente más compleja que para paredes semi-gravedad
capacidad de reserva que la pendiente tiene bajo carga estática. Una
debido a la flexibilidad del sistema de pared.
consideración crítica en
31
- Validación de los gráficos de diseño por análisis numérico. - Aplicar procedimientos para un rango establecido de problemas. - Desarrollar normas de revisión de proporcionar una base para la selección de
el desarrollo de un método de s elección fue la identificación de potenciales licuado fi suelos capaces y cómo se manejan estas condiciones en la evaluación. Directrices han sido desarrolladas para el proyecto NCHRP 12-49 para el
•
tratamiento de la estabilidad de LLS enfoque internet, ubicada en licuado fi suelos
alcantarillas y tuberías en relación con su necesidad de una evaluación sísmica
capaces; estos métodos sirven como punto de partida para este proyecto también.
(es decir, definen el “no-análisis requeridos” criterios).
Como no existe un enfoque LRFD para el diseño estático de pistas existe, un comentario
•
Identificar los procedimientos de análisis para el desplazamiento pico suelo.
-
que se dirigió a la selección de parámetros para el diseño de la fuerza estática y sísmica y
Directrices sobre la selección de los parámetros de desplazamiento de tierra pico de
era coherente con los criterios para el diseño de muro de contención fue desarrollado
diseño (por ejemplo, la distribución espacial de los movimientos del terreno y los
como parte de este proyecto.
parámetros de la rigidez del suelo).
-
Efectos de hundimiento del suelo de pendiente, la propagación lateral de licuefacción inducida y los asentamientos, y ruptura de la falla.
Basándose en la revisión de la literatura y la identificación de las lagunas de conocimiento que se resumen en los capítulos 2 y 3, el trabajo en pendientes y terraplenes se limitó a las condiciones del suelo y no incluye pendientes rocosas. La
4.4.1 Procedimientos de Análisis para TGD
estabilidad de taludes en roca durante la carga sísmica es controlado por los patrones específicos fi co fracturamiento de la roca, por lo que un enfoque genérico para la
La respuesta de una estructura lineal enterrado se puede describir en tres tipos
evaluación de la estabilidad sísmica de taludes en roca más allá de lo que podría
principales de deformaciones: (a) las deformaciones axiales, (b) deformaciones de
lograrse por este proyecto. Por esta razón, se concluyó que el tema de la estabilidad de taludes de roca durante la carga sísmica deben ser tratadas por evaluaciones de sitio-específico.
curvatura, y (c) la ovalización (para la sección transversal circular) o trasiego (por sección transversal rectangular) deformaciones como se muestra en las Figuras 4-5 y 4-6.
Las deformaciones axiales y curvatura son inducidos por componentes de ondas sísmicas que se propagan a lo largo del eje de la alcantarilla / tubo. Actuales metodologías de análisis y diseño para tuberías y sistemas de túneles se
4.4 La evolución de las estructuras enterradas El área final del desarrollo implicaba una metodología para hacer frente a las alcantarillas enterradas y las estructuras de tubos. Se reconoció que el riesgo sísmico para alcantarillas y tuberías enterradas puede clasificarse como causado por cualquiera de desplazamiento del suelo de pico o TGD resultante de la propagación de ondas. Sin embargo, no existía una metodología de diseño sísmico existente o directrices para el diseño de estructuras de alcantarillas de tubería en la Sección 12 de
desarrollaron típicamente para estructuras largas, lineales. Alcantarillas y estructuras de tubos para aplicaciones de transporte, sin embargo, son típicamente de longitud limitada. Para esta condición las deformaciones axial / curvatura transitorios deben generalmente tienen pocos efectos adversos sobre las estructuras de alcantarilla / tuberías y, por lo tanto, puede no ser necesaria disposiciones de diseño y análisis de estos dos modos de efectos TGD. Este supuesto preliminar, sin embargo, se evaluó adicionalmente durante la realización de la fase inicial de este estudio y verificable ed por análisis numérico.
la AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de puente. La ovalización / deformaciones estanterías son inducidos a lo largo de la sección
Diseño y análisis de los procedimientos se han propuesto por algunos investigadores e ingenieros de diseño de tuberías (por ejemplo, gas y agua) o túnel (es decir, el transporte o el agua) sistemas. Aunque algunos de estos procedimientos se pueden utilizar para el diseño y análisis de alcantarilla y las tuberías (por ejemplo, el
transversal cuando las ondas sísmicas se propagan perpendicularmente al eje de la alcantarilla / tubo. El diseño y análisis metodología desarrollar por Wang (1993) se puede aplicar fácilmente para alcantarillas con secciones transversales circulares o rectangulares. Por ejemplo, la tabla de diseño simple que se muestra en la Figura 4-7 permite
trasiego transversal / ovalización deformación de la sección), otros no se puede aplicar
determinaciones rápidas de estanterías deformaciones inducidas alcantarilla / tubería /
directamente debido a que (1) alcantarillas y tuberías son típicamente de longitud
ovalización.
limitada, (2) alcantarillas y estructuras de tubos se construyen típicamente dentro de un terraplén urbanizada, y (3) las características de desplazamiento máxima del suelo y sus efectos sobre la alcantarilla y las tuberías son fenomenológicamente complejo.
observaciones anteriores han sugerido que los tubos de diámetro más pequeño (o pequeñas alcantarillas de la carretera diámetro) son más resistentes a la ovalización deformaciones que las estructuras de alcantarilla más grandes. Se evaluó una investigación adicional de los factores resultantes en este diferente comportamiento
El desarrollo de metodología analítica para estructuras enterradas involucrado los siguientes elementos principales:
entre las estructuras grandes y pequeñas enterrado. Una vez identificados, estos factores se reflejaron en las directrices de cribado descritos anteriormente. Además, el desarrollo de la metodología analítica propuesta intentó identificar procedimientos
•
Desarrollar procedimientos de análisis para TGD.
simplificados para las secciones no circulares y rectangulares. Se anticipó que serían
- Directrices para la selección de los parámetros de diseño TGD. - Los métodos para estimar trasiego transversal / ovalización deformaciones
necesarios análisis numéricos paramétricos para el desarrollo de estos procedimientos
(proporcionan gráficos de diseño, así como procedimiento recomendado paso a paso).
simplificados.
32
MBF
La Figura 4-5. deformaciones axial / curvatura.
Otro aspecto importante para la evaluación de los efectos TGD en estructuras / tubería
ducido durante temblores de tierra. Esto es particularmente importante porque dado el
de alcantarilla fue determinar los parámetros de movimiento del terreno de diseño
mismo valor de la PGA, la PGV previsto para CEUS sería típicamente mucho menor
apropiadas para caracterizar los efectos de movimiento de tierra. Desde hace tiempo se
que la de los Wu. Resultados basados en el estudio de la PGA frente PGV presentado
ha reconocido que la PGA no es un buen parámetro para estructuras subterráneas
anteriormente en el plan de trabajo para los muros de contención, taludes, terraplenes
enterradas. En su lugar, PGV es un buen indicador de la tierra deformaciones (cepas) in-
y se utilizaron para las estructuras de alcantarillas.
Figura 4-6. Ovalización / extracción deformaciones.
33
La Figura 4-7. Terremoto inducida trasiego transitoria estructural / ovalización deformaciones.
Como consideración final, hay una propuesta en curso (NCHRP Proyecto 15-28)
En general, hay tres pasos principales para la evaluación de los efectos de PGD:
para actualizar el programa de ordenador Cande-89 para incorporar la metodología
(1) determinar los patrones de PGD (es decir, distribuciones espaciales) utilizando las
de diseño LRFD. Cande-89 es una herramienta completa de diseño / análisis para
condiciones del subsuelo específicas de sitio se encuentran en la ubicación de
el diseño de la sección transversal y el análisis (en el dominio planestrain dos
alcantarilla; (2) derivan la contabilización de la dinámica rigidez del suelo adecuado,
dimensiones) de estructuras enterradas, en particular alcantarillas. Los efectos
así como efectos cíclicos (por ejemplo, de ablandamiento debido a la licuefacción y
sísmicos de trasiego transitoria / ovalización deformaciones en alcantarillas y
ciclos de carga repetidos; y endurecimiento debido al aumento de velocidades de
estructuras de tubos deben ser considerados adicional a los efectos normales de
deformación); y (3) evaluar la respuesta estructural a la PGD tomando en
carga y preferiblemente podrían incorporarse en el análisis actualizado CANDE. En
consideración suelo-estructura efectos de interacción.
el capítulo 10 recomendaciones sobre metodologías de diseño sísmico propuestas para ser incorporadas en el programa CANDE están hechos. Se prevé que una opción sería necesaria en el programa CANDE para permitir el desplazamiento del suelo pro fi le como una entrada de carga para el análisis CANDE.
En la estimación de los patrones de PGD para propagación de licuefacción inducida lateral, desplomándose pistas / terraplén, y los asentamientos postliquefaction, los procedimientos desarrollados para muros de contención, pistas, y terraplenes pueden ser utilizados. ruptura de la falla tiene una frecuencia relativamente baja ocurrencia. En general, se di fi culto diseñar para los efectos de la ruptura de la falla a menos que el desplazamiento de fallo es pequeño o la parte posterior fi ll dentro de la envolvente del
4.4.2 Procedimientos de Análisis de deformaciones permanentes de tierra (PGD)
suelo consiste en material compresible principalmente de diseñado adecuadamente para acomodar el desplazamiento de fallo. Como parte de este estudio, las directrices generales sobre la estrategia de diseño para hacer frente a la gran PGD, basado en diversas
Se han propuesto varios enfoques para el análisis o el diseño de sistemas de tuberías (por gas y agua) bajo el efecto de PGD incluyendo aquellos para tener en
experiencias de proyectos anteriores adquirida en túnel y diseño de la tubería, se identificaron.
cuenta los efectos de la propagación lateral liquefactioninduced, deformaciones pendiente (asentamiento), asentamientos postliquefaction, y los desplazamientos de fallo. Existe disparidad signi fi cativa entre estos enfoques. También hay diferentes requisitos de rendimiento y criterios de carga que están siendo utilizados o propuestos para diferentes estudios. Todavía no se han desarrollado una metodología y criterios de diseño regular que sea compatible con otros componentes de las instalaciones de la carretera de las estructuras de alcantarillas y tuberías.
4.5 Resumen En resumen, el plan de desarrollo de metodología analítica propuesto resultó en elementos de productos de trabajo mostrados en la Tabla 4-1. Este resumen es una versión modificada fi cado del Anexo 6 del Plan de Trabajo para el Proyecto 12-70 NCHRP.
34 Tabla 4-1. Elementos de productos de trabajo.
Tipo de Investigación
Propósito
Establecer base para determinar tierra mociones adecuados para CEUS y WUS
Identifica enfoque coherente para definir los movimientos de tierra de usar para la evaluación sísmica de muros de contención, terraplenes, laderas y y estructuras enterradas, incluyendo modificaciones que dan cuenta de desplazamientos permanentes.
Desarrollar gráficos de diseño para la estimación de
Proporciona una base racional para la selección de coeficiente sísmico como una función tanto de altura
coeficiente sísmico-Altura dependiente
de la pared y la altura de pendiente para diferentes condiciones del suelo.
Gráficos de actualización del diseño para la estimación de la
Proporciona a los usuarios finales de los medios de estimación de los movimientos de pendiente y de la
pendiente y desplazamientos movimiento de la pared
pared como una función de la aceleración de rendimiento, PGA, y PGV.
Evaluar Idoneidad del límite del programa de ordenador de equilibrio basado en el método de rebanadas para la determinación de presión lateral
Ofrece a los usuarios finales los medios para mejorar la metodología para establecer las magnitudes del empuje del
Identificar método para diseñar Walls Nongravity voladizo y muros anclados Uso de Límite de Equilibrio y métodos basados en Desplazamiento
Establece una base para la estimación de presión de tierras sísmicas para utilizar para el diseño de la pared y
Revisión base para la estimación del rendimiento sísmico de Paredes MSE
Propone revisiones para diseñar una metodología basada en las conclusiones de las evaluaciones
Enfoque Documento de Evaluación Sísmica de estabilidad de taludes y terraplenes
Proporciona documentación de equilibrio límite y el enfoque basado en el desplazamiento para la
Desarrollar enfoques de diseño para la permanente y transitoria de tierra Deformación de alcantarillas y tuberías
Proporciona una guía de diseño y las especificaciones.
terreno sísmico de diseño para las condiciones del suelo, mezclados pendientes dorsales empinadas, y los movimientos de tierra alta.
proporciona un enfoque simplificado para la realización de análisis basados en desplazamiento.
llevadas a cabo para este proyecto, según el caso.
evaluación de la estabilidad sísmica de pistas.
35
CAPÍTULO 5 Sísmicos movimientos del terreno
En este capítulo se resumen los resultados de estudios de movimiento de tierra
probabilidad de excedencia en 75 años, lo que corresponde aproximadamente a un
completado para el Proyecto. Los objetivos principales de los estudios de movimiento de
período de retorno de 1.000 años; y (2) un cambio en la forma del 5 por ciento
tierra debían
amortiguado espectro de respuesta en el rango de período más largo. La discusión de estos criterios de carga sísmica en esta sección comienza con una revisión de la
•
Proporcionar una base consistente para establecer el movimiento de tierra para su
actualización a la corriente AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de puente.
uso durante el análisis sísmico de muros de contención, taludes y terraplenes y
•
•
estructuras enterradas;
Esta opinión es seguido por un resumen de los rangos de movimientos de tierra que
Newmark tablas de actualización para la estimación de los desplazamientos de tierra
se pueden esperar en varias regiones de los Estados Unidos y luego la variación en
permanentes de muros de contención y taludes para ser consistente con los resultados de
los espectros de respuesta para CEUS frente WUS en base a los criterios
estudios de movimiento de tierra para CEUS y WUS; y
recomendados por el Proyecto 20-07 NCHRP.
Establecer correlaciones entre PGV y aceleración espectral en un período de 1 segundo (S 1) para su uso en los análisis sísmicos de muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas.
5.1.1 Actualización a Criteria AASHTO sísmica de movimiento de tierra criterios de carga sísmica utilizados por el Proyecto 12-70 NCHRP fueron
La información en este capítulo sirve como entrada para los estudios de respuesta
tomados de los criterios se están desarrollando para el diseño sísmico de puentes
sísmica discutidos en los capítulos 6 a 9. Estos resultados también forman la base de
dentro del proyecto NCHRP 20-07 Directrices LRFD recomendados para el diseño
las secciones en el Volumen 2 contiene recomendó especificaciones y los
sísmico de puentes de carreteras ( Imbsen, 2006). En el momento en que se
comentarios en la AASHTO
realiza el trabajo de proyecto NCHRP 12-70, información preliminar proporcionada
modi fi caciones LRFD diseño de puente.
por el subcomité T3 AASHTO fue muy favorable hacia el uso del período de retorno de 1.000 años y el concepto NEHRP forma espectral. En lugar de tomar un
5.1 Criterios de carga sísmica El diseño sísmico de puentes en el (2006) vigente en ese momento AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD se basó en las aceleraciones pico y un espectro
enfoque separado o llevar a cabo un desarrollo dual, el Proyecto de NCHRP 12-70 supone que las recomendaciones NCHRP 20-07 serían adoptados en la reunión de la AASHTO en 2007. Los miembros de AASHTO más tarde adoptó los cambios de movimiento de tierra durante una votación en julio de 2007.
de respuesta apropiada para el sitio. Este mismo enfoque general fue revisado durante el 12-70 Proyecto NCHRP para los análisis sísmicos de muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas. Sin embargo, los criterios de la AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD se espera que
Hubo varias buenas razones para utilizar los criterios desarrollados para el
cambie con base en las recomendaciones del proyecto NCHRP 20-07. Los cambios
proyecto NCHRP 20-07 para el diseño sísmico de muros de contención, taludes y
clave recomendadas por el Proyecto NCHRP 20-07 incluyen (1) un cambio en el
terraplenes y estructuras enterradas. En primer lugar, sería coherente con el
período de retorno del movimiento del suelo utilizado para el diseño del puente de
enfoque utilizado por la mayoría de las agencias de transporte y ya utilizado en
la probabilidad del 10 por ciento de excedencia existentes en un período de 50
parte dentro de la corriente AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de puente. En
años (es decir, el retorno de 475 años período) a un 7 por ciento
segundo lugar, utilizando los mismos criterios que se desarrollaron para el proyecto NCHRP 20-07, había menos posibilidades de
36 confusión entre las directrices que se utiliza para diferentes partes de un proyecto.
temblores de tierra criterios. El espectro se definió sobre la base de la
Por último, muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas son
aceleración espectral (S un) e n tres periodos: 0,0, 0,2 y 1,0 segundos
todos los componentes de la red de transporte y utilizando los mismos criterios
correspondiente al espectro uniformrisk 1000-año para una condición de roca
utilizados por los puentes, no había una base común para juzgar r iesgo para el
blanda referencia. Los tres períodos definidos la PGA, corto periodo de
sistema de transporte.
aceleración espectral (S s), y la aceleración espectral en 1 segundo (S
1),
respectivamente.
Estos valores espectrales son para las condiciones del sitio de roca blanda, A continuación se resumen los aspectos clave del proyecto NCHRP 20-07 relacionada con
donde la velocidad media onda de corte dentro de los superiores de 100 pies
los criterios de movimiento de tierra:
de geológico pro fi le va desde
1. El terremoto de nivel de seguridad se basa en el programa de mapas de riesgo
2500 a 5000 pies por segundo (pies / seg), que se conoce como Clase sitio B.
sísmico USGS / AASHTO. El nivel de riesgo de movimiento de tierra recomendado era una probabilidad de excedencia del 7 por ciento en 75 años,
4. Las tres ordenadas espectrales anteriores (es decir, a 0,0, 0,2 y
que corresponde aproximadamente a un período de retorno de 1.000 años. El
1.0 segundos) se utilizan para anclar una forma de la curva espectral. Figura 5-1
USGS fue contratado por AASHTO para proporcionar mapas de riesgo de 1.000
muestra el espectro de respuesta de diseño aceleración resultante después de
años y un CD de aplicación.
ajustar el espectro de roca blanda que se hace referencia para los efectos del suelo sitio. Los ajustes de efectos de sitio representan cación fi cador o deampli
2. El mapa y la aplicación de CD, con las especificaciones propuestas desarrolladas por
fi cación del movimiento de rock que se hace referencia a las condiciones del
el equipo de proyecto NCHRP 20-07, fueron utilizados por los distintos
suelo en el sitio. Este método de determinar el espectro es generalmente la
departamentos del puente del estado para los diseños de ensayos. Estos ensayos
misma que la anterior propuesta en el Proyecto de NCHRP 12-49 (NCHRP
se llevaron a cabo en 2006 y la votación para su aprobación por la AASHTO se
Informe 472, 2002) y se ha utilizado tanto en el Código Internacional de
celebró en julio de
Construcción 2003 y 2006 (IBC) para regular el diseño de nuevos edificios. La
2007. Como se señaló anteriormente, esto significa que gran parte del proyecto
principal diferencia con el nuevo enfoque adoptado por la AASHTO en julio de
NCHRP 12-70 tuvieron que proceder sobre la base de que las recomendaciones
2007 desde un punto de vista de movimiento de tierra es que se está utilizando
de NCHRP 20-07 serían adoptadas por la AASHTO.
el período de retorno de 1.000 años, en comparación con el período de retorno de 2.475 años se recomienda en NCHRP 12-49 y el IBC IBC 2003 y 2006 . (El
3. Lo que se recomienda en el informe del proyecto NCHRP 20-07 implicó el
IBC
desarrollo de un espectro de diseño de la superficie del suelo de libre campo que sirvió como punto de referencia básico
La Figura 5-1. espectro de respuesta de diseño construida con el método de tres puntos.
37 Tabla 5-1. Valores de F un en función de la clase de sitio y cartografiado de período corto aceleración espectral.
enfoque de diseño también multiplica el espectro resultante por un factor 2 /
factores que deben aplicarse a los dos ordenadas espectrales para otras
tercero para dar cuenta de la “capacidad de reserva” contra el colapso dentro de
categorías sitio suelo / roca. Tabla 5-1 tabula coeficientes sitio ( F un) e n el rango
la mayoría de los edificios.) El procedimiento de AASHTO también implica
corto período de tiempo (es decir, en
anclar el espectro de diseño en el período cero (PGA), basado en un
0,0-segundos y los períodos de 0,2-segundo), y en la Tabla 5-2 tabula coe fi
rendimiento de 1.000 años nivel de peligro periodo. Este enfoque se compara
cientes sitio ( F v) e n el período de 1 segundo. (AASHTO posteriormente adoptó
con el IBC que supone que la PGA es igual a 0,4 veces la aceleración espectral
una tabla separada para F PGA para ser aplicado a PGA. Valores de F PGA son los
a 0.2 segundos (es decir, la aceleración espectral período corto, S s). L a fi ciente
mismos que F a.T enga en cuenta también que la AASHTO normaliza PGA sea
sitio coef utilizado por AASHTO para ajustar el valor PGA (F P GA) p ara varias
adimensional. La versión actual de AASHTO muestra la misma F
un
y F v
clasificaciones del suelo es idéntico al coeficiente usado para el 0,2-segundos, período corto factor de sitio (F un) r ecomendado por el Proyecto 12-49 NCHRP y
valores pero sin las unidades de aceleración de la gravedad (g)). Los
utilizado por el IBC.
dos factores de coeficiente sitio se aplican a los tres ordenadas espectrales de la nueva AASHTO 1000 años mapas y CD aplicación para diversas categorías lugar en relación con la referencia de
5. Al igual que en NCHRP 12-49 y el IBC 2006, el documento NCHRP 20-07
condición USGS Sitio Clase B.
previstas dos mesas para el sitio de modi fi cación
Tabla 5-2. Valores de F v como una función de la clase de sitio y mapeado 1 segundo periodo de aceleración espectral.
38
- La ordenada espectral a 0,2 segundos define un fl en la meseta con una
La figura 5-2 muestra los resultados de este análisis; Tabla 5-3 tabula estos
aceleración espectral constante. Esta rama aceleración constante de la curva
resultados. La figura muestra los claramente diferentes formas de los espectros de
espectral comienza a 0,2 T s dónde
respuesta en CEUS frente al WUS. En esta figura, las curvas espectrales para
T s se define por la relación de S un a 0.2 segundos a S un en 1 segundo. El
sitios ubicados en los WUS más activos son mostrados por las líneas continuas, y
límite de período largo del espectro se rige por la intersección de la rama
los sitios para el CEUS menos activo se denotan mediante líneas de trazos. La
aceleración constante de la curva y la disminución de rama aceleración
diferencia entre WUS y CEUS se produce a lo largo de un límite distintivo (véase la
espectral de la curva del espectro de respuesta anclado en la 1-segundo
figura 4-1) a lo largo de las Montañas Rocosas de Estados Unidos. Al oeste de este
de ordenadas.
límite se conoce como el WUS más actividad sísmica, y este es el CEUS menos activo. En general, temblor de tierra es mayor en WUS en comparación con CEUS,
- La gama de periodo largo (disminuyendo la aceleración espectral) es definida
especialmente en períodos más largos (por ejemplo, 0,5 segundos o más).
por la ordenada espectral a 1 segundo, junto con el supuesto de que la forma de la curva es inversamente proporcional al periodo ( T); es decir, S un α 1 / T. Esta 1 / T disminución es consistente con la suposición de la velocidad espectral constante. También corresponde con un desplazamiento espectral que
Otras observaciones con respecto a la variación de la intensidad de movimiento de
aumenta linealmente con el período de movimiento. (Tenga en cuenta que la
tierra entre CEUS y WUS también se hicieron desde el estudio de sensibilidad, tal como
corriente IBC 2006 tiene una disposición adicional en la que el 1 / T disminuir
se resume aquí. Estas observaciones tienen la forma adecuada a la demanda espectral
cambia a un 1 / T 2 disminución. El período de este cambio difiere a través de
en el periodo de 1 segundo, siguiendo el enfoque adoptado en el Proyecto de NCHRP
los Estados Unidos, que van desde 4 segundos a 16 segundos. El cambio de
20-07, que hace uso de la demanda espectral a 1 segundo para cuanti fi cación de la
1 / T a 1/ T 2 se introdujo para el diseño de estructuras de período largo, tales
categoría de diseño sísmico.
como edificios de varios pisos, y por chapoteo de depósitos de agua de gran diámetro. Un enfoque similar no ha sido tomada por la AASHTO para el diseño de puentes de periodo largo. Los mapas en IBC 2006 no son
1. En general, la agitación nivel movimiento del suelo esperado en período de 1
aplicables debido a que representan un período de retorno de 2.475 años en
segundo (S 1), t al como se mide por la aceleración espectral 5 por ciento
comparación con el período de retorno de 1.000 años de ser recomendado
amortiguada para WUS varía típicamente de 0,3 a
dentro de los nuevos mapas de AASHTO. Se presume que el diseño sísmico
0,6 g. En contraste para CEUS, el nivel de agitación es mucho menor para S 1 - normalmente
de puentes de tramo largo utilizaría métodos de evaluación fi co
no más de 0,2 g, incluso para zonas sísmicas activas relativas cerca de las ciudades
sitio-específica en ausencia de mapas similares a los de 2006. IBC)
de Memphis y Charleston. Para muchos de los centros de población, incluyendo Nueva York y Boston, S 1 es muy por debajo de 0,1 g, a menudo siendo 0,05 g o menos.
2. Parece que hay una gama más amplia en los temblores de tierra para los sitios de CEUS en comparación con WUS. Por ejemplo, el diseño S 1 para Seattle o Salt Lake City es aproximadamente el 50 por ciento de San Francisco y Los Ángeles,
5.1.2 Rango de los temblores de tierra Los niveles en los Estados Unidos para referenciada Rock suave
las regiones más activas. En contraste para CEUS, la población se centra en el noreste
Un análisis de sensibilidad se llevó a cabo durante el Proyecto NCHRP 12-70 para determinar el suelo sacudiendo niveles para la período de retorno de 1.000 años en diversos lugares de los Estados Unidos. Sitio condición de referencia roca blanda Clase B se util izó para llevar a cabo este análisis. El propósito del estudio fue establecer el rango de los niveles de los temblores de tierra que se deben considerar durante el diseño sísmico de muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas-basa en las recomendaciones dadas en el proyecto NCHRP 20-07. Los espectros de peligro 1.000 años utilizado en este estudio de sensibilidad se generaron mediante el uso de la página web interactiva USGS, en lugar de los resultados del Programa de Cartografía USGS de 1.000 años. Aunque el programa USGS estaba muy cerca de su final en el momento de este trabajo, los resultados de los datos de 1.000 años no estaban disponibles en el momento en que se realizaron los análisis (otoño de 2005). Apéndice C proporciona información básica sobre el sitio web interactivo USGS.
La Figura 5-2. La variación en el índice de referencia espectros roca blanda de 1.000 años en los Estados Unidos.
39 Tabla 5-3. 1000 años de la roca blanda ordenadas espectrales.
5% de aceleración amortiguado espectral (g)
Sitios WUS
Sitios EUS
o c s i c n a r F n a S
s e l e g n A s o l
0.01
0,607
0,593
0,443
0,492
0,051
0.10
1.107
1,306
0,861
0,986
0.20
1,431
1,405
0,985
0.30
1,361
1.393
0.50
1.102
1.00
y t i C e k a L t l a S
d i r d a M o v e u n
s i h p m e M
e l l i v s n a v E
0,952
0,397
0,200
0,091
1.995
0,916
1.139
0,116
1,687
0,856
1,034
0,102
0,998
0,647
0,776
0,686
0,671
0,328
2.00
0,363
0,247
Magnitud DEAg en
7.9
11.5
Período (Segunda)
n ó t s e l r a h c
s i l o p a e n n i M
k r o Y a v e u N
n ó l o C
0,406
0,101
0,040
0,015
0,474
0,910
0,240
0,094
0,031
0,746
0,407
0,713
0,184
0,090
0,033
1,368
0,588
0,326
0,547
0,132
0,077
0,030
0,071
0,920
0,391
0,220
0,348
0,078
0,059
0,024
0,433
0,039
0,437
0,191
0,113
0,158
0,038
0,038
0,016
0,149
0,194
0,021
0,190
0,085
0,052
0,066
0,017
0,021
0,010
7.9
7.2
7.0
6.6
7.7
7.7
7.7
7.3
7.0
7.7
12.0
7.0
1.7
171,0
17.2
59,7
164,2
23.5
413,9
616,6
e l t t a e S
x i n é F
7.7
1 segundo
DEAg Distancia (Km)
Nota: Los valores espectrales se muestran en negrita corresponden a los puntos S
DS y
939,3
S D1 e n la Figura 5-1.
son menos del 25 por ciento de lo que se esperaría para Memphis y
Las formas espectrales se muestran en la Figura 5-3 reflejan las variaciones en las formas
Charleston (sin considerar la mucho mayor agitación a la ubicación en
espectrales (es decir, espectros de respuesta después de la normalización por el PGA diseño)
el epicentro de New Madrid).
a través de los Estados Unidos para un suave condición roca clasi fi ed referencia como sitio de clase B por el USGS. Sin embargo, para los sitios donde se producen depósitos de suelo,
La relación entre las aceleraciones espectrales en 1 segundo y el PGA se
los espectros de roca blanda tiene por qué ser modificados con el fin condiciones locales del
observa también a diferir entre el CEUS y el WUS. Una buena regla empírica
suelo sitio. Para los sitios de suelo típico (comúnmente encontradas en las condiciones de
es suponer que para el suelo de roca blanda Clase B temblor, PGA está
diseño prácticas), tiende a haber un mayor nivel de ampli fi cación para el período intermedio
relacionado con S 1 por la siguiente relación: (1) WUS Clase B Rock Sitios,
de respuesta alrededor de 1 segundo.
PGA ≈ S 1;
y (2) CEUS Clase B Rock Sitios, PGA ≈ 2S 1.
Se evaluaron los efectos de suelo local ampli fi cación en las formas espectrales se muestran en la Figura 5-3 también. Siguiendo las directrices del Proyecto NCHRP
5.1.3 Variación de las formas espectrales de suelo y roca sitios en WUS frente a CEUS Los espectros de respuesta de diseño se muestra en la sección anterior se han
20-07, se hicieron ajustes para las ordenadas espectrales a 0.2 períodos (cortas) y 1-segundo (largo). Para esta evaluación un factor de ajuste para las condiciones del sitio Clase de Sitio E (arena suelta o arcillas blandas con V s < 6 50 pies / seg.) Se utilizó para evaluar los efectos potenciales máximos de ampli suelo fi cación en las formas
desarrollado desde el sitio web USGS Mapeo de Amenazas para las condiciones de roca
espectrales. A niveles más bajos que sacuden donde se produce la máxima sitio ampli
blanda que se hace referencia. Figura 5-3 presenta los formas de curva espectral normalizada
fi cación, los factores de ajuste sitio eran 3,5 y 2,5, respectivamente, para el corto
para los espectros se muestra en la Figura 5-2.
período y los factores de ajuste de periodo largo.
Las diferencias entre las formas de las curvas espectrales para CEUS (mostrado en líneas de trazos) frente a WUS (mostrado en líneas continuas) es bastante evidente en
Figura 5-4 muestra tres formas de curva espectrales desarrollados a partir de los
esta figura. Más allá de aproximadamente 0,3 segundos, las ordenadas para los sitios de
estudios de sensibilidad anteriormente discutidos. Estas tres curvas se utilizan para
CEUS son generalmente alrededor de la mitad de las ordenadas de los sitios de WUS
ilustrar las variaciones en las formas de las curvas espectrales después de permitir
para el mismo período, con la excepción de la Columbus, Ohio y el Minneapolis,
que las diferencias entre CEUS y movimientos de tierra WUS, así como entre la roca
Minnesota sitios. Estos sitios son extremadamente lejos de fuentes sísmicas son
y del sitio suelo efectos. Los tres curva espectral da forma de fi ne una cota superior
conocidos y de los niveles extremadamente bajos de diseño agitación.
(UB), cota inferior (LB), y el intermedio (Mid) forma- espectrales que representan la combinación de variaciones sismológicos
40
La Figura 5-3. curva espectral da forma a partir de los espectros presentados en la Figura 5-2.
(Es decir, entre WUS y CEUS) y posibles variaciones de las condiciones del suelo (es decir, la categoría B, C, D, y E sitios).
• La forma de mediana curva espectral es el espectro de roca blanda desarrollado directamente para San Francisco
La representación física de las tres formas se muestra en la Figura 5-4 es: Las ordenadas curva espectral en 1-segundo período ahora reflejan un factor de aproximadamente 4,5 variación entre la UB frente a las condiciones de agitación LB reflejando
• La forma de la curva espectral LB fue desarrollado a partir del espectro roca blanda para el sitio de la ciudad de Nueva York, un sitio de CEUS.
• La forma de la curva espectral UB fue desarrollado para un sitio de San Francisco, un sitio WUS, después de aplicar el factor suelo Clase sitio D con el espectro de roca
ampli fi cación del período intermedio (es decir, aproximadamente 1 segundo) movimiento debido a sitio de efectos de respuesta del suelo. Como se discute más adelante, los movimientos compatible espectro serán generados para las tres formas de la curva espectrales que entonces se utilizarán para la pendiente y la pared de retención de dispersión
blanda referencia de San Francisco.
La Figura 5-4. formas de las curvas espectrales adoptadas para posteriores estudios de movimiento de tierra.
41 (Coherencia) analiza. Los análisis de dispersión se utilizan para examinar los
•
factores de aceleración media altura dependientes.
verticales);
•
5.2 Desplazamiento Newmark correlaciones La siguiente sección proporciona un resumen del trabajo r ealizado para
Incluir más de 1.800 registros de movimientos fuertes (componentes horizontales y
Contener los registros de la reciente (antes de 2001) terremotos de gran magnitud en todo el mundo (acontecimientos en Japón, Turquía y Taiwán);
•
Representar a los registros del terremoto en WUS y CEUS; y
•
Contener registros de terremotos para condiciones de roca y suelo del sitio.
perfeccionar correlaciones Newmark-desplazamiento que se utilizarán en los muro de contención, taludes y terraplenes, y enterrado estructuras análisis discutidos en
Esta base de datos de movimiento fuerte se ha utilizado para actualizar las correlaciones
capítulos posteriores. Estas correlaciones a menudo se presentan en forma de
entre el desplazamiento sísmico permanente (Newmark correderas Método de Bloqueo) y
gráficos o ecuaciones que pueden ser utilizados por el diseñador para estimar la
fuertes características de registro de movimiento desarrollados durante el proyecto NCHRP
cantidad de desplazamiento en base a una relación de aceleración en un sitio. La
12-49. La actualización implicó que representa la base de datos mucho más grande en
relación de aceleración se define como la relación de la aceleración a la que una
comparación con la base de datos limitada utilizado por Martin y Qiu (1994) en el desarrollo de
pendiente o muro de contención comienza a deslizarse a la aceleración máxima del
los gráficos que se muestran en el informe del proyecto NCHRP 12-49. La base de datos
suelo. La corriente AASHTO
también se utilizó para comprobar relaciones para PGV en base a S 1, como se describe más adelante en este capítulo.
LRFD Puente Especificaciones de Diseño tiene una discusión del método de Newmark en el Apéndice A de la Sección se han hecho 11. Varios cambios de la relación Newmark. Una de las relaciones más recientes se ha desarrollado como parte del proyecto NCHRP 12-49 (Informe NCHRP 472, 2002). Las siguientes
5.2.2 Descripción de la base de datos de movimiento de tierra
subsecciones presentes re fi refinamientos a la NCHRP 12-49 trabajo basado en una base de datos de movimiento fuerte que cubre CEUS, así como WUS.
La base de datos de movimiento del suelo se desarrolló a partir de la fuerte movimiento catálogo compilado como parte de los Estados Unidos Comisión de Regulación Nuclear (NRC) publicación NUREG / CR-6728 Bases técnicas para la revisión de la Guía Reguladora de Diseño movimientos del suelo específicos del peligro y de
5.2.1 Enfoque para la Actualización de Gráficos Newmark Un paso importante en el establecimiento de criterios de rendimiento para fines de
movimiento de tierra Directrices Spectra-Riesgo consistente ( McGuire et al., 2001). El catálogo está disponible en dos CDs, uno para WUS y el otro para CEUS. Los datos se compilaron en términos de magnitud, la distancia y contenedores de tipo de suelo, como sigue:
diseño es estimar el desplazamiento de una estructura de retención o pendiente debido al sismo de diseño. Cuando una historia momento del terremoto diseño está disponible, desplazamientos earthquakeinduced se pueden calcular utilizando el método de bloque
•
Dos regiones: WUS y CEUS;
deslizante de la Newmark. Este enfoque implica la integración de la ficha terremoto dos
•
Dos condiciones del lugar: roca y suelo;
veces para la región por encima de la aceleración de rendimiento, donde la aceleración de
•
Tres contenedores de magnitud: 4,5-6, 6-7, y 7-8; y
rendimiento es el punto donde el factor de seguridad en deslizamiento es 1,0. Para
•
Cuatro contenedores distancia: 0-10 km, 10-50 km, 50-100 km y 100-200 km.
estructuras de retención o diseños de pendiente de rutina, sin embargo, una historia de tiempo de movimiento de diseño a menudo no está disponible, y el diseñador se basa en
Los registros de terremotos se distribuyen razonable en el rango de interés
los parámetros de movimiento de diseño tales como PGA y PGV.
práctico. Figura 5-5 muestra la distribución de los fuertes registros de movimiento en el catálogo.
Cada registro incluye los siguientes datos:
La investigación ha demostrado que existe una correlación razonable entre estos parámetros de movimiento de tierra y desplazamiento permanente calculado a partir del método de Newmark. Una relación que se ha desarrollado para el
•
Aceleración, velocidad y tiempo de desplazamiento historias;
proyecto NCHRP 12-49 se actualiza utilizando los registros de los terremotos
•
desplazamiento relativo, velocidad relativa, la velocidad relativa de pseudo,
recientes. Para establecer una relación a nivel nacional para el desplazamiento
aceleración absoluta, y la pseudo espectros de aceleración absoluta (5 por
permanente, era necesario el uso de movimientos del terreno con características
ciento amortiguado); y
representativas de CEUS y WUS registros del terremoto en los análisis.
Se utilizó una base de datos de registros de movimientos sísmicos fuertes para estudiar los
•
Intervalo de tiempo y la duración de la intensidad de Arias para varias gamas.
Cabe señalar que, debido al número limitado de grabaciones al este de las
criterios de diseño de movimiento de tierra para el proyecto NCHRP 12-70. Las principales
Montañas Rocosas, la mayoría de los registros de CEUS se basan en los registros
características de esta base de datos:
WUS con un factor de escala.
42
Figura 5-5. Distribución de la magnitud y la distancia de la fuente para los registros en el Catálogo de USNRC terremoto.
5.2.3 Datos desplazamiento permanente
Newmark deslizamiento método de bloques para el cálculo de los desplazamientos permanentes debido a las historias de tiempo de terremotos.
desplazamiento permanente es una característica de la fuerte grabar el movimiento, así como la relación de la aceleración rendimiento estructura a la aceleración máxima del suelo en la masa deslizante ( k a / a k m ax) d e la estructura sujeto. El uso de las fuertes registros de movimiento en el catálogo NRC,
Base de datos de Microsoft Access 5.2.4 Para evaluar las correlaciones entre los diferentes parámetros del catálogo terremoto
desplazamientos permanentes se han calculado para k a / a k m áx valores en el intervalo
NRC, una base de datos ha sido desarrollado. La base de datos consta de dos tablas, una
de 0,01 a 1. Un esquema de desplazamiento no simétrico se supuso en estos
para el almacenamiento de la información básica de grabación (INFOTAB), y una segunda
análisis, lo que significa que el desplazamiento se produce en una dirección y no es
tabla (NEWMARK) para el almacenamiento de datos de desplazamiento permanentes.
reversible. Figura 5-6 muestra el concepto de la
Figura 5-7 muestra un diagrama esquemático para el movimiento de tierra
Figura 5-6. Ilustración del método de Newmark bloque deslizante para la estimación del desplazamiento permanente debido al terremoto.
43 registros tienen amplitudes más altas en alta frecuencia (lowperiod) varía. •
La diferencia en la forma espectral entre WUS y registros de CEUS es más evidente para los discos de rock.
•
Tener mayores amplitudes en períodos largos implica que para el mismo PGA, los registros del terremoto en WUS tendrán mayor PGV, por lo tanto, la inducción de desplazamientos más grandes en la estructura.
5.2.6 Correlación entre PGV y S 1, PGA y M Varios correlaciones entre los parámetros PGV y otra de movimiento de tierra tales como S 1, P GA, y M se desarrollaron durante este estudio. Después de revisar las publicaciones recientes relacionadas con este tema, una forma revisada de una correlación PGV sugerido por Abrahamson (2005) para la estimación de los PGV de aceleración espectral en un segundo (S 1) f ue seleccionado para su uso, como se discute en la Sección 5.3.
Se espera que en el futuro, USGS publicará valores PGV recomendadas para los diferentes lugares a nivel nacional. En ese caso el S 1- c orrelación PGV será sustituido en favor de los valores de diseño PGV, y los diseñadores pueden utilizar Newmark correlaciones de desplazamiento utilizando directamente los valores PGV recomendadas-USGS.
La Figura 5-7. Fuerte información de movimiento modelo de b ase de datos.
5.2.7 Newmark bloque deslizante de desplazamiento correlaciones Varios investigadores han propuesto diferentes correlaciones para predecir el
base de datos de información, y en la Tabla 5-4 proporciona una descripción de cada campo
desplazamiento permanente de las estructuras de tierra sometidos a la carga sísmica.
en la base de datos Access. La base de datos desarrollada puede utilizarse para fi ciente
Un resumen y comparación de algunas de estas correlaciones se pueden encontrar en
explorar correlaciones entre diferentes características de registro. También puede usarse para
un artículo de Cai y Bathurst (1996). La mayoría de estas correlaciones se basan en los
preparar conjuntos de datos requeridos para diversos análisis estadísticos.
resultados de bloque deslizante Newmark directa análisis en un conjunto de registros de movimientos fuertes.
5.2.5 Características aceleración espectral
Martin y Qiu (1994) utilizaron la siguiente forma general para la estimación de Newmark desplazamiento:
Para comparar los registros de movimientos fuertes de diferente región, la magnitud y contenedores de tipo de suelo, la aceleración espectral normalizada y
dC = kk (
un 1
y
máx
) ( 1 - kky
un2
máx
) AVun3M un4
( 5-1 )
un 5
los gráficos de densidad relativa normalizadas se representan gráficamente para cada bin. Se calculó el espectro medio para cada condición regionsite para diferentes rangos de magnitud. Los espectros normalizados medios se presentan en las Figuras 5-8 y 5-9.
El uso de una base de datos de registros de terremoto con una rango de magnitud entre 6,0 y 7,5, publicado por Hynes y Franklin (1984), Martin y Qiu concluyeron que la correlación con METRO
(Magnitud) es insignificante. La siguiente ecuación simplificada fi fue Resultados en las figuras 5-8 y 5-9 muestran las siguientes tendencias:
•
Los registros con magnitudes superiores generalmente tienen una mayor amplitud en el
propuesto por Martin y Qiu y adoptado en NCHRP 12-49 Proyecto:
re = 6 .82
( kky
máx
)
- 0 .55
( 1 - kky
. 5 08
máx
)
rango de período largo.
•
Los registros de WUS y CEUS generalmente tienen diferentes formas espectrales. registros WUS tienen amplitudes más alto normalizados en la frecuencia inferior (a largo plazo) varía, mientras que CEUS
dónde d = desplazamiento permanente en pulgadas, k y = a celeración de rendimiento,
- 0 .86 AV
- 0 . 886
M. 1 66
( 5-2
)
44 Tabla 5-4. Descripción de los diferentes campos en la base de datos de acceso de movimiento de tierra.
Mesa
Descripción
Campo
INFOTAB
NO
número de evento terremoto
INFOTAB
TERREMOTO
nombre del evento terremoto
INFOTAB
AÑO
evento años
INFOTAB
MODY
Fecha del evento
INFOTAB
HRMN
Hora del evento
INFOTAB
REVISTA
magnitud del sismo
INFOTAB
PROPIO
propietario de la estación
INFOTAB
STNO
Número de Estación
INFOTAB
ESTACIÓN
Nombre de estación
INFOTAB
DIST
Distancia mínima de la fuente
INFOTAB
GEOM
Geomatrix código de clasificación sitio
INFOTAB
USGS
código de clasificación sitio de USGS
INFOTAB
HP
Filtro de frecuencia de corte, alta
INFOTAB
LP
Filtro de frecuencia de esquina, baja
INFOTAB
PGA
aceleración pico
INFOTAB
PGV
velocidad máxima del terreno
INFOTAB
PGD
desplazamiento del suelo Pico
INFOTAB
DUR
Duración
INFOTAB
NOMBRE DEL ARCHIVO
Nombre del archivo de registro
INFOTAB
PAA1S
Pseudo espectral aceleración en 1 segundo
INFOTAB
PRV1S
velocidad relativa Pseudo en 1 segundo
INFOTAB
RD1S
desplazamiento relativo en 1 segundo
INFOTAB
PAAMAX
seudo pico aceleración espectral
INFOTAB
PRVMAX
seudo Pico velocidad relativa
INFOTAB
RDMAX
desplazamiento relativo Pico
INFOTAB
Dur95
5% -95% duración intensidad Arias
INFOTAB
REGIÓN
Región (SUM o CEUS)
INFOTAB
SITIO
Tipo de sitio (suelo / roca)
NEWMARK
NOMBRE DEL ARCHIVO
Nombre del archivo de registro
NEWMARK
REGIÓN
Región (SUM o CEUS)
NEWMARK
SITIO
Tipo de sitio (suelo / roca)
NEWMARK
DIR
dirección Record (horizontal / vertical)
NEWMARK
REVISTA
magnitud del sismo
NEWMARK
PGA
aceleración pico
NEWMARK
KYMAX
k a / a k m ax ( r elación de aceleración rendimiento a PGA)
NEWMARK
DISP
Calculado permanente (Newmark) desplazamiento
Nota: Las definiciones Roca / Suelo ≈ A y B para el rock, C, D y E para suelos basado en la clasificación NEHRP.
k m ax = l a aceleración sísmica máxima en el bloque deslizante, A = a celeración del terreno de pico (en / sec
2),
y
V = v elocidad de tierra pico (en / seg).
() = +
Iniciar sesión DBB
0
+
1
Iniciar( sesión kky máx
segundo 3 l oog ( k máx
1 - kk ) + segundo 2 Iniciar( sesión y
máx
)
PGV ) Iniciar( sesión ) + segundo 4
( 5-3
El uso de una transformación logarítmica de los datos ayudó a estabilizar la Una correlación basado en la ecuación (5-2), pero en forma logarítmica, se utilizó para la estimación de Newmark desplazamiento de aceleración del terreno
varianza de los residuales y normalizar las variables, mejorando por lo tanto la correlación en toda la gama de los parámetros.
de pico y la velocidad de pico del suelo. Escribir la ecuación (5-2) en forma logarítmica dio como resultado la siguiente ecuación:
Los coeficientes para la ecuación (5-3) se estimaron usando análisis de regresión. Los datos de desplazamiento permanentes de
)
45
Figura 5-8. aceleración espectral normalizada promedio para discos de rock.
Figura 5-9. aceleración espectral normalizada promedio para los registros del suelo.
46 la base de datos se ha mencionado anteriormente se utilizaron en el análisis de regresión.
modi fi ed por el factor de C lase de Sitio para la aceleración máxima del suelo ( F P GA). La
Los análisis de regresión se realizaron para diferentes regiones (WUS / CEU) y condiciones
corriente AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD de fi ne la PGA sitio ajustados
del lugar (rock / suelo), resultando en cuatro correlaciones diferentes. Las correlaciones se
como UN s.P ara este proyecto k máx
presentan en las ecuaciones (5-4) a (5-7). Las unidades en las ecuaciones (5-4) a (5-7) son
se utiliza en lugar de UN s para ser consistente con la práctica común en ingeniería
de desplazamiento ( re) e n pulgadas, PGA en gramo, y PGV en en / seg. WUS-Rock:
geotécnica terremoto de utilizar k como la sísmica coeficiente durante las evaluaciones de presión tierra y de estabilidad de taludes sísmicos.
() =
sesión ( kky 1 .55 0- 75. Iniciar
Iniciar sesión re -
- 0 .76
Iniciar( sesión k máx )
máx
sesión ( 1 - kk ) + 3 .05Iniciar y
mamá xx
+ 1 .56 Iniciar sesión ( PGV )
) ( 5-4
5.2.8 Comparación entre correlaciones )
Una comparación entre las correlaciones para las diferentes regiones y en el lugar se ha realizado. La comparación se llevó a cabo para dos casos, suponiendo
con un error estándar de 0,22 log 10 unidades. WUS-Suelo:
PGV (en / seg) = 30 × PGA (en / sec 2) y PGV (en / seg) = 60 × PGA (en / sec
2),
r espectivamente.
Estas comparaciones se muestran en las figuras 5-10 a través 5-17. Los resultados
() =
1 .56 0- 72. Iniciar sesión ( kky
Iniciar sesión re -
- 0 .87
Iniciar( sesión k máx )
máx
sesión ( 1 - kk ) + 3 .21Iniciar y
mamá xx )
Iniciar sesión ( PGV ) + 1 .62
( 5-5
de estas comparaciones se resumen de la siguiente manera:
) • Las figuras 5-10 y 5-11 muestran la comparación entre las correlaciones de roca y
con un error estándar de 0,22 log 10 unidades.
suelo para la región de WUS [ecuaciones (5-4) y (5-5)] para PGV = 30 × k m áx y
CEUS-Rock:
() =
PGV = 60 × k m ax, respectivamente.
1 .31 0- 93. Iniciar sesión ( kky
Iniciar sesión re -
- 0 .46
Iniciar( sesión k máx )
máx
)+
4 .52 Iniciar sesión
( 1 - kk y
mamá xx
+ 1 .12 Iniciar sesión ( PGV )
) ( 5-6
• Las figuras 5-12 y 5-13 muestran la comparación entre la roca y suelo
)
[las ecuaciones (5-4) y (5-6)].
CEUS-Suelo:
() =
= 60 × k m ax, respectivamente. • Las figuras 5-14 y 5-15 comparar WUS-Rock y CEUS-Rock correlaciones
con un error estándar de 0,31 log 10 unidades.
Iniciar sesión re -
correlaciones forCEUS región [ecuaciones (5-6) y (5-7)] forPGV = 30 × k máx andPGV
• Las figuras 5-16 y 5-17 muestran la comparación entre Martin-Qiu
1 .0 49- 75. Iniciar sesión ( kky
- 0 .85
Iniciar( sesión k máx )
máx
sesión ( 1 - kk ) + 3 .62Iniciar y
Iniciar sesión ( PGV ) + 1 .61
mamá xx
) ( 5-7
con un error estándar de 0,23 log 10 unidades. Cuando se utilizan las ecuaciones anteriores, el término k máx es el pico aceleración del suelo coeficiente (PGA) en la superficie del terreno
correlación y WUS-Rock correlación [ecuaciones (5-2) y (5-4)]. ) Estas comparaciones muestran que la correlación CEUS-Rock da lugar a desplazamientos más pequeños en comparación con otras correlaciones, incluyendo la correlación Martin-Qiu. Debería ser
Figura 5-10. Comparación entre correlaciones WUS-de suelo para PGV WUS-Rock y = 30 k máx.
Figura 5-11. Comparación entre correlaciones WUS-de suelo para PGV WUS-Rock y = 60 k máx.
Figura 5-12. Comparación entre CEUS-Rock y CEUS-suelo correlaciones para PGV = 30 k máx.
Figura 5-13. Comparación entre CEUS-Rock y CEUS-suelo correlaciones para PGV = 60 k máx.
48
Figura 5-14. Comparación entre WUS-Rock y CEUS-Rock correlaciones para PGV = 30 k máx.
5.2.9 Con Nivel confianza
observaron que las correlaciones para otras regiones (es decir, CEUSSoil, WUS-Rock, y WUS-Soil) dan lugar a niveles de desplazamiento relativamente
Las correlaciones de desplazamiento discutidos en las secciones anteriores se
similares ligeramente mayor que la correlación Martin-Qiu.
basaron en una curva de regresión media en los datos observados. Para fines de diseño un nivel más alto con fi anza de la curva media (la curva media corresponde a
En consecuencia correlaciones se combinaron para estos datos conducen a una
50 por ciento nivel de confianza con fi) se selecciona a menudo. Una práctica común
correlación de desplazamiento media dada por:
es usar la curva media más una desviación estándar, que corresponde
Todos los datos, excepto CEUS-Rock:
aproximadamente a un nivel de confianza fi con de 84 por ciento. Las figuras 5-18 y
() =
Iniciar sesión re -
1 .51 0- 74. Iniciar sesión ( kky
- 0 .80
Iniciar( sesión k máx )
máx
sesión ( 1 - kk ) + 3 .27Iniciar y
+ 1 .59 Iniciar sesión ( PGV )
mamá xx
) ( 5-8
5-19 muestran los intervalos de confianza del 84 por ciento para el desplazamiento
)
permanente basado en sitio ajustados pico aceleración del suelo coeficiente de 0,3 y PGV = 30 × k m áx y
con un error estándar de 0,23 log 10 unidades.
Figura 5-15. Comparación entre WUS-Rock y CEUS-Rock correlaciones para PGV = 60 k máx.
49
Figura 5-16. Comparación entre Martin-Qiu y correlaciones WUS-de suelo para PGV = 30 k máx.
PGV = 60 × k max, respectivamente, con respecto a la curva media de diseño dado por
5.3 Correlación de PGV con S 1
la ecuación (5-8). Un procedimiento para establecer la PGV para el diseño de la aceleración
5.2.10 Recomendaciones de diseño Para las aplicaciones de diseño, la ecuación (5-8) para los sitios de suelos y rocas
espectral en un segundo (S 1) T ambién fue desarrollado para el proyecto. Para estructuras de tierra y enterrados, PGV proporciona una medida directa de la deformación del suelo (en contraposición a los temblores de tierra parámetros
para WUS y CEUS y la ecuación (5-6) para los sitios de rock CEUS se recomiendan.
representados por la amplitud espectral) y es un parámetro más significativo que PGA
Las curvas de regresión se muestra en la figura 5-18 y la F igura 5-19 sugieren que
o aceleraciones espectrales para el diseño contra carga cinemática inducida por
los niveles de confianza del 84 por ciento en evaluaciones de desplazamiento podrían
deformación del suelo. También PGV es un parámetro clave que se utiliza para el
razonablemente aproximados multiplicando la curva media por un factor de 2.
análisis de Newmark deformación, como se describe en la Sección 5.2.
Figura 5-17. Comparación entre Martin-Qiu y correlaciones WUS-de suelo para PGV = 60 k máx.
50
Figura 5-18. La media de Newmark desplazamiento y el nivel de confianza 84%, PGA = 0,3 g, PGV = 30 k máx.
El enfoque inicial tomada para desarrollar el PGV-S 1 correlación implicó la realización de estudios estadísticos de la base de datos NRC. Sin embargo, la
basado en la aceleración espectral en 1 segundo (S 1) y la magnitud ( METRO) del terremoto.
correlación resultante exhibió considerable dispersión. Posteriormente una correlación siendo desarrollado por el Dr. Norma Abrahamson, de la Pacific Gas and Electric Group en San Francisco se identificó mediante conversaciones con los
En ( PGV
) = 3 .97 0+94. En + 0 .063
()S + 1
0 .013 En
()S + 1 (
2 .93 )
METRO
2
( 5-9
sismólogos que participan en estudios de movimiento de tierra. El Dr. Abrahamson envió un proyecto de papel que estaba escribiendo sobre el tema. (Una copia del
donde PGV está en unidades de cm / seg, S 1 es la aceleración espectral en
borrador del documento fue originalmente incluido en el Apéndice D. restricciones de
T = 1 seg en unidades de g, y METRO es la magnitud. Dr. Abrahamson informado de que
copyright impedido la inclusión de este proyecto como parte del Informe Final para el
esta ecuación tiene una desviación estándar de 0,38 unidades log naturales.
Proyecto de NCHRP 12-70).
Debido a que la base de datos de movimiento fuerte usado en la regresión del Dr. Abrahamson analiza consta de la base de datos exclusivamente WUS, se
En el proyecto de papel de la Abrahamson, la siguiente ecuación de regresión fue recomendado para la determinación PGV
realizó una evaluación para determinar si la ecuación de regresión anterior sería válido para representante
Figura 5-19. La media de Newmark desplazamiento y el nivel de confianza 84%, PGA = 0,3 g, PGV = 60 k máx.
)
51 registros de CEUS. Los datos de movimiento fuertes NUREG / CR-6728, como se
cluded que la correlación PGV podría ser signi fi simplifica significativamente ed
discute en la Sección 5.2.4, se utilizó para evaluar la validez de la ecuación
eliminando el parámetro M de la ecuación (5-9). El Dr. Abrahamson estuvo de
Abrahamson PGV se muestra arriba. Las figuras 520 a través de 5-24
acuerdo con esta sugerencia.
comparaciones presentes entre los resultados de la ecuación Abrahamson PGV y la fuerte base de datos de movimiento de NUREG / CR-6728.
3. Durante las discusiones con el Dr. Abrahamson, se examinaron varias otras versiones de la ecuación predictiva PGV. Otras versiones involucran el uso de aceleración espectral en el período de 3 segundos. Estas ecuaciones son más adecuados para
Las siguientes conclusiones se pueden hacer de las figuras 5-20 a través 5-24:
la captura de la velocidad pico suelo si hay un fuerte impulso de velocidad a partir de los registros de terremotos de falla cercana. Sin embargo, para aplicaciones que implican todos los Estados Unidos, especialmente para CEUS, estas ecuaciones de
1. La ecuación Abrahamson PGV da predicciones razonables utilizando la base de datos NUREG / CR-6728, a pesar de que la base de datos de movimiento fuerte
atenuación de falla cercana no se cree que sea pertinente o apropiado en este momento.
de CEUS se caracteriza por mucho menor contenido de movimiento de tierra de período largo. Parte de la razón es que la aceleración espectral a 1 segundo se ha utilizado como una variable dependiente en la ecuación de regresión. La
El Dr. Abrahamson informó que su investigación encontró que la PGV está
razonabilidad de las comparaciones se produce cuando las condiciones de roca
fuertemente correlacionada con la aceleración espectral a 1 segundo (S 1); P or lo tanto,
y suelo se separan para la CEUS y el WUS.
la ecuación de atenuación utiliza S 1 para anclar la ecuación de regresión. Dr. Abrahamson comentó que además de la 1-segundo ordenada aceleración espectral, otros valores espectrales alrededor de 1 segundo pueden ser utilizados para mejorar la
2. Magnitud (M) parece desempeñar un papel muy pequeño en afectar el
predicción PGV; sin embargo, de su experiencia, el PGA (es decir, la aceleración
resultado predicho PGV. Por ejemplo, hay muy poco cambio (es decir,
máxima del terreno o aceleración espectral en período zerosecond) tiene una
apenas 10 por ciento) en el valor PGV resultante como la magnitud M
frecuencia demasiado lejos para correlacionar con PGV, y esta diferencia tiende a
cambios de 5,5 a 7,5. La insensibilidad de magnitud, así como el potencial
aumentar el error en la ecuación de regresión. A partir de estas observaciones, se
de di fi cultad y / o ambigüedad en el establecimiento del parámetro de
tomó la decisión de utilizar la ecuación PGV basado únicamente en el 1 segundo
magnitud desagregado por muchos sitios de CEUS, donde las fuentes
ordenada aceleración espectral (S 1). E n todas las figuras presentadas, las amplitudes de
sísmicas no están bien de fi nido, se discutió con el Dr. Abrahamson (2005).
la PGA se representan en cuatro categorías diferentes.
Desde una perspectiva práctica, era con-
Figura 5-20. Comparación entre la ecuación Abrahamson PGV con todos los datos en NUREG / CR-6728.
52
Figura 5-21. Comparación entre la ecuación Abrahamson PGV con datos CEUS roca NUREG / CR-6728 solamente.
Figura 5-22. Comparación entre la ecuación Abrahamson PGV con datos de suelo CEUS NUREG / CR-6728 solamente.
53
Figura 5-23. Comparación entre la ecuación Abrahamson PGV con CR-6728 de datos sólo NUREG / WUS roca.
WUS-SUELO
100
10 0,0
0,2
1
0.1 0,001
0.01
0.1
1
10
S 1 ( gramo)
Figura 5-24. Comparación entre la ecuación Abrahamson PGV con solamente NUREG / CR-6728 datos de suelo WUS.
54 estudios de movimiento sísmicos que se describen en este capítulo se basan
A partir de estas parcelas, la tendencia al aumento PGV con S 1 es muy evidente; Sin
en un terremoto con una probabilidad del 7 por ciento de excedencia en 75 años
embargo, no existe una tendencia discernible de la PGA.
Además de presentar la ecuación de la mediana PGV, las figuras 5-20 a
(es decir, el período de retorno de 1.000 años), en consonancia con las
través 5-24 muestran la media-plus y los meanminus uno desviaciones
recomendaciones aprobadas por la AASHTO en julio de 2007. El 1,000- año
estándar. Estas líneas utilizan el estándar desviación coeficiente de 0,38
movimientos sísmicos están disponibles en los mapas y de un CD de aplicación
como se sugiere por la ecuación Abrahamson PGV. El uso de la desviación
desarrollado por el USGS para AASHTO. Como se muestra en este capítulo, el
estándar coeficiente de 0.38 implica que la desviación estándar media-plus
período de retorno de 1.000 años recomendada es de un cambio significativo de
una y la una desviación estándar-menos media será 1,46 y
los cationes fi AASHTO normas vigentes, en términos de PGA y la forma espectral para las ubicaciones de WUS y CEUS. Estas diferencias deben tenerse en cuenta cuando se realiza el análisis y diseño sísmico de muros de contención, taludes y
0,68 de los valores de la mediana PGV.
De los cinco cifras presentadas en esta sección, se seleccionó la siguiente
terraplenes y estructuras enterradas, y por lo tanto estas discusiones de
relación para estimar PGV para el diseño de análisis, con la ecuación
movimiento de tierra forman un componente importante de todo el proyecto
reducida a la siguiente expresión en log 10 unidades en lugar de base logaritmo
NCHRP 12-70.
natural:
PGV 0.3937 10 =
0.434C 1
×
( 5-10
)
las correlaciones de desplazamiento Newmark, como también se describe en este
dónde
capítulo. Newmark correlaciones de desplazamiento serán utilizados para estimar el
PGV = pulgadas / seg y do1 =
La información de la revisión movimiento del suelo también se utiliza para actualizar
4 .82 2+ 16.
Iniciar10sesión sesión 10 1S 1S + 0 .013 2[ 30. Iniciar
desplazamiento de muros de contención, terraplenes, laderas y estructuras enterradas y,
+ 2 .93
]
como se discutió en capítulos posteriores. La actualización de las correlaciones de
22
desplazamiento considerados los movimientos de tierra que normalmente tienen lugar en CEUS, así como WUS. Una vez más, tanto la PGA y la forma espectral fueron
Para fines de diseño ecuación (5-10) fue más tarde simpli fi ed con la
consideraciones importantes durante el desarrollo de estas correlaciones. Los resultados
siguiente ecuación.
de los estudios de desplazamiento Newmark llevaron a dos ecuaciones [Ecuación (5-6)
PGV en (
segundo ) = 55
FS v 1
( 5-11
)
para los sitios CEUS roca y la ecuación (5-8) para suelos y rocas sitios WUS y sitios de suelo CEUS] y dos gráficos (Figuras 5-18 y 5- 19) para su uso en el diseño.
La ecuación (5-10) fue desarrollado usando la predicción de una desviación estándar-media más (se muestra en líneas gruesas pesados en los cinco cifras para una M = 7 ,5 evento).
Como un componente final de los estudios de movimiento de tierra, una correlación entre PGV y aceleración espectral en 1 segundo (S 1) f ue desarrollado.
5.4 Conclusiones El trabajo presentado en este capítulo forma la base de la determinación
Esta información es necesaria dentro de las correlaciones de desplazamiento de Newmark desarrollados para este proyecto, así como para la evaluación de la respuesta transitoria de estructuras enterradas. La ecuación (5-10) presenta la
movimiento del suelo usado para el análisis sísmico y diseño de muros de contención,
correlación. Los resultados de la ecuación se comparan con los registros de la base
terraplenes, laderas y y estructuras enterradas. Los resultados de los estudios de
de datos fuerte movimiento USNRC para mostrar la razonabilidad de la ecuación
movimiento de tierra se desarrollaron mediante la interpretación de los datos fuertes
recomendada. Para fines de diseño ecuación (5-10) fue más tarde simplificarse a la
movimiento relativo existente a las recomendaciones que se hicieron para la
ecuación (5-11). La ecuación simplificada proporciona una aproximación razonable
actualización de la AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de puente.
de los datos.
55
CAPÍTULO 6
Sísmicos coe fi cientes de altura Dependiente
En este capítulo se resumen los resultados de los estudios incoherencia de onda de
a la carga sísmica. En este caso el suelo por encima de la superficie de falla crítica se supone
dispersión o sísmicas. Estos estudios se realizaron de dispersión para evaluar la
que es una masa rígida. Al asumir una respuesta cuerpo rígido, los movimientos del suelo
variación en la aceleración promedio suelo detrás de los muros de contención y dentro
dentro del cuerpo rígido son iguales en todas partes. Para alturas de pared o de pendiente en
de las pendientes, como una función de la altura. Los principales objetivos de estos
exceso de aproximadamente 20 a 30 pies, esta suposición puede ser cuestionada. Las
estudios eran a
siguientes secciones de este capítulo se resumen los resultados de los análisis de la dispersión de la onda. Este resumen se inicia con un estudio de caso de una alta pendiente
•
Evaluar los cambios en el movimiento del suelo dentro de la masa de suelo que se
de 30 pies para ilustrar el proceso de dispersión de ondas. Esto es seguido por una
producen con la altura y la distancia lateral desde un punto de referencia. La
evaluación más detallada de los efectos de dispersión para muros de contención.
consecuencia de esta variación es que el movimiento medio del terreno dentro de una masa de suelo detrás de un muro de contención o dentro de una pendiente, lo que resulta en la fuerza de inercia en la pared o dentro de la pendiente, es menor que el valor de pico instantánea dentro de la zona.
•
Desarrollar un método para determinar el movimiento medio del terreno que
6.1.1 Dispersión Los análisis para una pendiente análisis de propagación de ondas se llevaron a cabo para una inclinación terraplén
podría ser utilizado en el diseño sísmico de estructuras de contención,
que fue de 30 pies de altura y tenía una 3H: 1V (horizontal a vertical) cara inclinada.
terraplenes y taludes y estructuras enterradas en base a los resultados de las
Una altura de pendiente de 30 pies fue seleccionado como representativo de un caso
evaluaciones de dispersión.
que podría encontrarse durante un diseño típico. El objetivo del análisis fue determinar el ciente sísmica promedio equivalente coef fi que sería utilizado en una evaluación de
Los análisis de dispersión de onda resultó en el desarrollo de un coef sísmica fi
estabilidad de la pendiente límite de equilibrio, teniendo en consideración la dispersión
ciente dependiente de la altura. Estos resultados se describen en los siguientes
de onda. Figura 6-1depicts el modelo pendiente empleados en el estudio de la
apartados de este capítulo. Las discusiones proporcionan antecedentes para los
propagación de ondas.
estudios de dispersión, los resultados de los análisis de la dispersión de una pendiente y de muros de contención, y las recomendaciones sobre la aplicación de los efectos de dispersión. Estos resultados también serán la base de la discusión en las secciones propuesto para su uso en el AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de puente.
6.1.1.1 Modelo de pendiente
El análisis de propagación de ondas se llevó a cabo para una pendiente de dos dimensiones (2-D) utilizando el programa informático QUAD-4M (1994). Para estos análisis, el coeficiente sísmico se integró sobre bloques predeterminados de suelo. El
6.1 Las evaluaciones de onda Dispersión La práctica actual en la selección del coeficiente sísmico para muros de contención
sísmica coeficiente es esencialmente la relación de la fuerza sísmica inducida por el terremoto en el bloque de suelo dividido por el peso de ese bloque. Dado que la suma de las fuerzas que actúan sobre el bloque se calcula como una función del tiempo, la
asume normalmente la respuesta rígida suciedad corporal en la espalda fi ll detrás de un
sísmica coeficiente se calcula para cada paso de tiempo, produciendo una evolución
muro de contención. En este enfoque la sísmica coeficiente se define por la PGA o algún
temporal de la sísmica coeficiente para el bloque. En este estudio, se evaluaron tres
porcentaje de la PGA. Un concepto de equilibrio límite, como la ecuación de MO, se
bloques de suelo delimitadas por superficies de falla potenciales se muestran en la
utiliza para determinar la fuerza sobre el muro de contención. Un enfoque similar se toma
Figura 6-1.
a menudo cuando se evalúa la respuesta de una pendiente
56
La Figura 6-1. modelo QUAD-4M por 30 pies de alto muro.
El modelo utilizado para estos análisis tenía las siguientes características:
medio, debe acercarse a una condición afloramiento de referencia de referencia el nivel del suelo.
En rigor, de libre respuesta de campo en el lado izquierdo (parte superior de • Las propiedades del suelo asignados para la fi malla de elementos finitos se muestran en
la pendiente) versus el lado derecho (parte inferior de la pendiente) será de
la Figura 6-1. Estas propiedades reflejan las propiedades típicas compactado llenar con
poca diferencia en la amplitud de agitación, lo que refleja un ligero retardo de
una velocidad de la onda de cizalladura uniforme de 800 pies por segundo (pies / seg).
tiempo debido a la onda paso sobre una diferencia de 30 pies en altura de la columna de suelo en el modelo. Introducción de cualquier contraste de
• movimientos de tierra en forma de historias de tiempo de aceleración fueron asignados
impedancia, ya sea en la malla de suelo o lo que está implicado por el límite de
como movimientos de afloramiento en la base del modelo, donde se proporcionó un
transmisión introduce efectivamente una condición de contorno en el problema
límite de transmisión.
y los resultados en una frecuencia natural en el problema de contorno. Esto
• La propiedad media-espacio debajo del límite de transmisión se le asignó una
dará lugar a una condición de agitación de libre superficie del suelo de campo
velocidad de la onda de cizalla de 800 pies / seg, idéntica a la del suelo de malla por
se desvía de la base prevista diseño espectro de respuesta afloramiento
encima del límite de transmisión.
nivel-suelo. Del mismo modo, la introducción de un contraste de impedancia introduciría complejidades al movimiento de tierra definiciones diseño de fi.
La velocidad del medio-espacio se asignó la misma velocidad que el terraplén para
Soluciones que implican tales contraste de impedancia hará, sin embargo,
evitar la introducción de un contraste de impedancia en el modelo Nite-elemento fi (de ahí un arti fi cial frecuencia natural definido por el sistema). Asignación de una propiedad uniforme suelo por encima y por debajo del límite de transmisión media en el espacio significa que la planta resultante agitando implícitamente ser compatible con el campo estado de la superficie del suelo de libre previsto, según se ha definido por un espectro de respuesta de diseño dado.
6.1.1.2 Registros del terremoto utilizados en los estudios de pendiente Varias historias de tiempo terremoto se utilizaron para la excitación de entrada; cada uno
Para explicar mejor este aspecto, se hace referencia a la de los límites lado derecho
fue espectro corresponde con el límite inferior, media o espectros de límite superior, como se
de la malla de elementos finitos muestra en la Figura 6-1 e izquierdo. Estos límites son
ha discutido en el capítulo 5. más documentación de los movimientos de entrada utilizados
específicamente establecido como siendo su fi cientemente lejos de la cara inclinada
para los análisis pueden encontrarse en el Apéndice E.
para evitar efectos de contorno. Con las propiedades de un medio en el espacio y la malla de suelo como se discutió anteriormente, se observa que en las columnas de
Antes de presentar resultados de las evaluaciones coeficiente sísmicas equivalentes, la
suelo de borde izquierdo y derecho, la respuesta debería aproximarse a la semi-en
Figura 6-2 muestra una historia tiempo de aceleración representativa extraída de un nodo en la
teórico problema finito medio-espacio de una onda de corte de propagación vertical
superficie de campo de libre en el límite del lado izquierdo (es decir, en la parte superior de la
(según el modelo de la programa de ordenador unidimensional SHAKE-Schnaebel et
pendiente). La historia es el tiempo para el movimiento de entrada del Valle Imperial que se
al., 1972). Por lo tanto, el problema global en la superficie del suelo de campo de libre,
utilizó para que coincida con el espectro objetivo a medio. Este historial de tiempo puede ser
con la excepción de la región local adyacente a la cara inclinada en el
comparada con el movimiento afloramiento de referencia mostrado en la misma figura. Como puede verse a partir de la comparación, los dos
57
g , ) c c A ( o t n e i m i v o m e d o t n e i m a r o l f a a d a r t n E
0.5 1
- 0,5 0
-1 0
g , ) c c A ( e r b i l o t n e i m i v o m e d o p m a c l E
5
10
15
5
10
15
20
25
30
35
20
25
30
35
0.5 1
- 0,5 0
-1 0
Tiempo, s
La Figura 6-2. Comparación QUAD 4M movimiento afloramiento de entrada (parte superior fi gura) versus campo de movimiento respuesta superficie del suelo libre (parte inferior fi gura).
movimientos son bastante similares como se pretende por el uso de la frontera de transmisión
coef fi historia sísmica tiempo ciente (líneas oscuras) en comparación con el movimiento
y un conjunto uniforme de las propiedades del suelo. Los parámetros de amortiguamiento de
afloramiento de entrada (líneas claras). A partir de la comparación, también está claro que la
Rayleigh se eligen intencionalmente para ser fi cientemente baja para evitar el material no
reducción de la agitación en el coe fi ciente tiempo la historia sísmica en comparación con la
deseado de amortiguación que disminuiría el resultante agitación a la superficie de campo de
entrada de referencia la historia de tiempo de diseño es altamente dependiente de la
libre de propagación de la onda sobre la pequeña altura en la columna de suelo utilizado para
frecuencia.
el análisis.
La reducción de la agitación es mucho más evidente para los registros de espectro límite inferior (véanse las figuras 6-3 a través de 6-5) con respecto al medio y casos límite superior. La reducción en agitación durante los análisis
6.1.1.3 Resultados de la dispersión de los análisis para pendientes
relacionados con el medio y los espectros de límite superior indica que la reducción de agitación es justificado para los varios picos relativos en el momento de suelo
Las figuras 6-3 a través de 6-5 muestran comparaciones de cientes sísmica historias
fuerte agitación, pero la reducción se vuelve mucho menos evidente para otras
de tiempo fi ciente (líneas oscuras) contra el movimiento afloramiento de entrada (líneas
porciones de la respuesta historia del tiempo, especialmente hacia el final de la
de luz) para tres tiempo de aceleración historiales fi TTED para la forma espectral límite
historia del tiempo. Los resultados fenómeno de dispersión del hecho de que varios
inferior. Las figuras 6-6 a través de 6-8 y las figuras 6-9 a 6-11 presentan las
picos relativos en el momento de la carga pico terremoto serán cortados, en
comparaciones correspondientes para el medio y el espectro de límite superior,
oposición a una escala uniforme hacia abajo del registro general de la historia del
respectivamente. En cada figura, tres huellas de sísmica coeficiente se calcularon para
movimiento de tiempo.
los tres bloques, en comparación con el movimiento color claro afloramiento de referencia.
Como se observa a partir de comparaciones de historia de tiempo para el promedio de coeficientes sísmicos resultantes para los tres bloques de fallo en cada una de las
6.1.1.4 Observaciones de las evaluaciones
figuras, el efecto de cancelación de alta frecuencia, o la variación en sísmica coeficiente entre los tres bloques de fallo, que parece ser relativamente pequeña en la
Se puede observar a partir de las figuras 6-2 a 6-11 que la variación en la
dimensión lateral . Como se discute con más detalle en el resumen de la dispersión de
sísmica coeficiente entre los tres bloques para un movimiento terremoto dado es
onda de análisis para muros de contención, parece que la relación resultante disminuye
más bien pequeño. Sin embargo, existe una clara reducción de los coe fi ciente
al aumentar la dimensión lateral en el fracaso
sísmico de la integral
58
1 0.5 k 1 e u q o l B
0 -0.5 - 10 5
10
15
20
25
30
35
5
10
15
20
25
30
35
1 0.5 k 2 e u q o l B
0 -0.5 - 10
1 Afloramiento de entrada sísmica Coef
0.5 k 3 e u q o l B
0 -0.5 - 10 5
10
20
15
25
30
35
veces
La Figura 6-3. La dispersión de los resultados forma espectral límite inferior, ficha cabo Mendocino.
1 0.5 k 1 e u q o l B
0 -0.5 - 10 5
10
15
20
25
30
35
5
10
15
20
25
30
35
1 0.5 k 2 e u q o l B
0 -0.5 - 10
1 Afloramientodeentrada sísmica Coef
0.5 k 3 e u q o l B
0 -0.5 - 10 5
10
20
15
25
veces
Figura 6-4. La dispersión de los resultados forma espectral límite inferior, fi cha Dayhook.
30
35
59
1 0.5 k 1 e u q o l B
0 -0.5 - 10 5
10
15
20
25
30
35
5
10
15
20
25
30
35
1 0.5 k 2 e u q o l B
0 -0.5 - 10
1 Afloramiento de entrada sísmica Coef
0.5 k 3 e u q o l B
0 -0.5 - 10 5
10
20
15
25
30
35
veces
Figura 6-5. La dispersión de los resultados forma espectral límite inferior, ficha Landers EQ.
1 0.5 k 1 e u q o l B
0 -0.5 - 10 5
10
15
20
25
30
35
5
10
15
20
25
30
35
1 0.5 k 2 e u q o l B
0 -0.5 - 10
1 Afloramiento de entrada sísmica Coef
0.5 k 3 e u q o l B
0 -0.5 - 10 5
10
15
20
25
30
Tiempo, s
Figura 6-6. Dispersión resultados para mediados forma espectral, ficha Imperial Valley EQ.
35
60 1 0.5 k 1 e u q o l B
0 -0.5
- 10 5
10
15
20
25
30
35
5
10
15
20
25
30
35
1 0.5 k 2 e u q o l B
0 -0.5
- 10
1 0.5 k 3 e u q o l B
0 sísmica Coef
-0.5
- 10 5
10
20
15
25
30 Entrada de afloramiento
35
veces
Figura 6-7. Dispersión resultados para mediados forma espectral, ficha Loma Prieta EQ.
1 0.5 k 1 e u q o l B
0 -0.5
- 10 5
10
15
20
25
30
35
5
10
15
20
25
30
35
1 0.5 k 2 e u q o l B
0 -0.5
- 10
1 Afloramiento de entrada sísmica Coef
0.5 k 3 e u q o l B
0 -0.5
- 10 5
10
20
15
25
veces
Figura 6-8. Dispersión de resultados para mediados forma espectral, ficha San Fernando EQ.
30
35
61 1 0.5 k 1 e u q o l B
0 -0.5
- 10 5
10
15
20
25
30
35
5
10
15
20
25
30
35
1 0.5 k 2 e u q o l B
0 -0.5
- 10
1 Afloramiento de entrada sísmica Coef
0.5 k 3 e u q o l B
0 -0.5
- 10 5
10
15
20
25
30
35
Tiempo, s
Figura 6-9. La dispersión de los resultados forma espectral límite superior, ficha Imperial Valley EQ.
1 0.5 k 1 e u q o l B
0 -0.5 - 10 5
10
15
20
25
30
35
5
10
15
20
25
30
35
1 0.5 k 2 e u q o l B
0 -0.5 - 10
1 Afloramiento de entrada sísmica Coef
0.5 k 3 e u q o l B
0 -0.5 - 10 5
10
15
20
25
30
Tiempo, s
La figura 6-10. La dispersión de los resultados forma espectral límite superior, ficha EQ Turquía.
35
62 1 0.5 k 1 e u q o l B
0 -0.5
- 10 5
10
15
20
25
30
35
5
10
15
20
25
30
35
1 0.5 k 2 e u q o l B
0 -0.5
- 10
1 Afloramiento de entrada sísmica Coef
0.5 k 3 e u q o l B
0 -0.5
- 10 5
10
15
20
25
30
35
Tiempo, s
Figura 6-11. La dispersión de los resultados forma espectral límite superior, ficha El Centro de ecualización.
bloquear. Sin embargo, el cambio parece ser mucho menor (del orden de 10
análisis se presenta para muros de contención. El muro de contención se utilizó para evaluar
por ciento entre los tres bloques).
los factores de reducción de dispersión de onda (denomina una
Tales variaciones parecen insignificantes en comparación con la dispersión de los
α factores) que podría ser aplicado a un PGA sitio ajustados para determinar un coef
análisis que implican las dimensiones verticales de la masa del suelo. Esta observación
sísmica fi ciente media máxima equivalente. Esto equivale sísmica coeficiente era
puede explicarse por supuestos prevalentes en los fenómenos de propagación de la onda
que aplicada a la masa de suelo para el diseño basado en la fuerza.
interpretadas a partir de datos de movimientos fuertes. Por ejemplo, los datos de las matrices de movimientos fuertes estrechamente espaciados indican que el efecto de paso de la onda en la dirección lateral en el espacio tiende a correlacionarse con una muy alta velocidad de la onda aparente (por ejemplo 2,0 a 3,5 km / seg) gama, mientras que la velocidad de la onda
6.1.1.5 Conclusiones de Dispersión Los análisis para pendientes
aparente en la dirección vertical (por ejemplo, de arrays de fondo de pozo) se relaciona con la velocidad de onda de cizalla en el sitio. La velocidad de la onda aparente en la dirección
A partir de estos estudios que utilizan los tres conjuntos de historias de tiempo para
horizontal sería típicamente 10 a 20 veces la velocidad de onda aparente en la dirección
cada forma espectral (límite inferior, media y límite superior), factores de reducción que
vertical. Esto implicaría que la longitud de onda en la dirección vertical sería mucho más
se pueden aplicar a la aceleración máxima del suelo se estimaron. Para la pendiente de
pequeña que la dirección horizontal. En consonancia con esta observación, la dispersión de
30 pies, estos factores de dispersión serán del orden de 0,5 para la forma espectral
la onda análisis usa un movimiento de entrada idéntico en todos los nodos a través de l a
límite inferior, 0,6 para la forma espectral mediados, y 0,7 para la forma espectral límite
base de la malla finito-elemento. Dada la entrada de movimiento uniforme en la base, junto
superior. Para pendientes superiores a 30 pies, reducciones adicionales debido a la
con las condiciones de contorno laterales escogidas para crear una onda de corte de
cancelación de los movimientos de alta frecuencia en la dimensión vertical debido a los
propagación vertical, una variación relativamente menor en el movimiento en la dirección
efectos incoherencia desde el fenómeno de dispersión de onda podrían ser anticipadas,
horizontal debe esperar.
como se muestra en el estudio altura de la pared.
El parámetro primario que controla el factor de escala para un sísmica coeficiente Los análisis de la dispersión de la onda presenta en esta sección para pendientes
dependiente de la altura está relacionada con el contenido de frecuencia del movimiento
proporcionan una ilustración cualitativa de los fenómenos de dispersión de la onda. Un
de entrada con un coef sísmica inferior ciente fi asociado con la alta, frecuencia ricos
conjunto más amplio de dispersión de ondas
inferior espectro unido
63 movimiento de entrada. Por lo tanto se debe esperar un factor de escala más pequeña
forma espectral. Las proporciones de respuesta de pico promedio sísmica coeficiente frente a
(menor que la unidad) para una condición de sismología CEUS y para los sitios de roca.
movimiento de entrada (tal como se mide por PGA) tabulados en la tercera columna de la
En las aplicaciones de diseño típicos, tanto el sismológicos y condiciones geotécnicas
derecha en la tabla se utilizaron para desarrollar los factores de escala (definida como α) aplicada
deben estar implícito en el afloramiento superficial espectro de respuesta del terreno de
a la PGA para determinar los coeficientes sísmica coef fi pico promedio que actúan sobre un
diseño de referencia adoptado siguiendo criterios de carga sísmica definida por el
bloque de tierra para análisis de sísmicos seudo-estática de los muros de contención.
Proyecto 20-07 NCHRP.
Los resultados en la Tabla 6-1 se basan en los movimientos medios de tierra El segundo parámetro de control el factor de escala para coe fi cientes sísmica está
dentro de cada serie de análisis. El cambio dependiente del tiempo en PGA, PGV, y
relacionada con la altura de la masa del suelo (es decir, la altura de la pendiente en el
S 1 no es considerado. El uso del factor de escala no es así, por lo tanto, dan cuenta
contexto de análisis de la respuesta de pendiente se presenta) o la altura de un muro de
de los cambios en la carga inercial con el tiempo. En otras palabras, el PGA
contención como se explica a continuación. En general, la dispersión análisis muestran que
escalado es la carga máxima y será menos durante la mayor parte de la duración del
el efecto de la altura en PGV (un parámetro de interés para Newmark bloque deslizante de
terremoto. La fuerza de inercia media durante la duración de la agitación puede
análisis) es relativamente pequeña.
variar desde menos de un tercio a dos tercios del valor de pico, dependiendo de la magnitud, la ubicación, y otras características del terremoto.
6.1.2 Análisis de dispersión para muros de contención Los análisis de dispersión de la onda discutió en la sección anterior se han
Similar a la observación hecha anteriormente partir de la pendiente de dispersión de análisis, la variación de la α coeficiente no era muy significativo entre los tres bloques de fallo evaluados, y por lo tanto, se promediaron los resultados de los tres
extendido desde una pendiente con fi guración para con configuraciones fi
bloques de fallo. Asimismo, se promediaron los resultados de los tres historias de
comúnmente encontrados para retener diseños de pared. Se realizaron análisis de
tiempo de cada uno adaptado a la misma espectro de respuesta. Las soluciones
dispersión de onda para establecer la relación entre la aceleración máxima del suelo
resultantes para el α Coef coe fi clasificados por la altura de la pared y las formas
en un punto dado en el suelo para el equivalente sísmica coeficiente. En este
espectrales (es decir, límite superior, medio y bajo formas espectrales unidos) se
contexto el equivalente sísmica coeficiente fue el fi coeficiente que debe ser aplicada
resumen en la figura 6-13.
a una masa de suelo para determinar la amplitud pico de fuerza utilizada en el diseño pseudo-estática, basada en la fuerza de un muro de contención. El producto
La reducción de la PGA se muestra en lo anterior fi gura surge de una reducción
de la equivalente sísmica coeficiente y masa de suelo de fi nido la carga de inercia
de la dispersión de la onda en el PGA pico para los análisis de diseño. Hay otros
que se aplicaría a la superficie de pared de la parte posterior retenida fi ll.
factores que proporcionan más justificación para reducir el valor de PGA, como se discutió aquí: 1. Promedio frente a la respuesta máxima. Como se señaló anteriormente, un análisis
6.1.2.1 Modelo Muro de contención Figura 6-12 proporciona una descripción esquemática de la dispersión de la onda
de pseudo-estática trata la sísmica coeficiente como una fuerza estática horizontal constante aplicada a la masa de suelo. Sin embargo, la carga terremoto pico a partir de un análisis de respuesta dinámica se produce durante
de análisis realizados para el problema de muro de contención. Similar al estudio de
un tiempo muy corto, con la fuerza sísmica promedio que varía típicamente de 30
dispersión pendiente descrito en la subsección anterior, se utilizó el programa
a 70 por ciento del pico en función de las características del evento c terremoto
QUAD-4M durante estos análisis.
especificidad. Por lo tanto una mayor reducción en la fuerza de la demanda reflejando la condición de carga cíclica promedio general podría ser justificado,
Nueve movimientos de entrada se utilizaron para los análisis. Las características de
donde un sistema estructural está diseñado para cierto grado de fluencia dúctil.
estos registros se describen en el Apéndice E. Estos registros se utilizaron como
La aceptabilidad de una reducción adicional relacionada con el tiempo debe ser
movimiento de entrada en la base de la malla f inito-elemento. Los análisis incluyeron el
decidido por el diseño estructural, ya que dependerá del método de análisis y la
uso de un elemento de límite de transmisión disponibles dentro del programa
filosofía de diseño. El equipo del proyecto decidió que a priori reducción de la
QUAD-4M. Se supuso una frontera libre en la cara de la pared.
PGA después del ajuste de la dispersión de la onda por el factor r elacionado con el tiempo no era apropiado, y por lo tanto esta r educción adicional no se ha introducido en el enfoque de diseño. Esta decisión también significa que es muy
6.1.2.2 Resultados de la onda de dispersión de los análisis para muros de contención
Tabla 6-1 resume los resultados de los análisis de la dispersión de onda para la estructura de retención. Los datos presentados en la Tabla 6-1 son de 36 QUAD-4M corre cubriendo cuatro alturas de pared, tres formas espectrales, y tres historias de tiempo para cada
importante para el ingeniero geotécnico a muy claramente de fi ne si la sísmica coeficiente resultante es el pico instantáneo o un pico promedio corregido por la duración de los temblores de tierra.
64 3 PLANO 2 PLANO PLANO 1
20'
20 pies de paneles enrejados
3 PLANO 2 PLANO PLANO 1
40 pies de paneles enrejados
3 PLANO 2 PLANO PLANO 1
80' 40'
80-PIES paneles enrejados
PLANO 2 PLANO 3 PLANO 1
0
100'
150'
150-PIES paneles enrejados
Figura 6-12. Los modelos utilizados en el análisis de dispersión.
2. Cargar el fusible de movimientos de la pared. Otra justificación para el diseño a un valor menor que el PGA surge del hecho de que muchos muros de c ontención están
muro de contención está diseñada para deslizarse en un nivel de carga umbral fi específica como se ha discutido en el capítulo 7.
diseñados implícitamente para movimientos de la pared cuando la pared está diseñado para una condición de presión activa de la tierra. Los análisis de dispersión
De la Tabla 6-1 se puede observar que la relación de equivalentes ciente
de la onda en esta evaluación se basaron en los análisis elásticos lineales y una
sísmico coef fi (para un bloque de tierra) a la PGA (en un solo punto en la
mayor reducción de la demanda de fuerza es justificado ed cuando el
superficie del suelo) no cambió drásticamente para los tres planos de fallo estudiados en los análisis. Sin embargo,
sesenta y cinco
Tabla 6-1. Los resultados de los análisis de di spersión. Proporción de respuesta coeficiente sísmico
Respuesta coeficiente sísmico
yo
Modelo
Nombre de archivo del bloque
PGV (max) gramo
1 2 3 4 5 6 7 8 9
20 ft pared w20-cap-.Q4K 20 ft pared w20-cap-.Q4K 20 ft pared w20-cap-.Q4K 20 pared ft w20-día-.Q4K 20 pared ft w20-día-.Q4K 20 pared ft w20-día-.Q4K pared 20 ft w20-lan-.Q4K pared 20 ft w20-lan-.Q4K pared 20 ft w20-lan-.Q4K
1 2 3 1 2 3 1 2 3
Por encima de la media de 9
10 11 12 13 14 15 dieciséis
17 18
20 pared ft w20-imp-.Q4K 20 pared ft w20-imp-.Q4K 20 pared ft w20-imp-.Q4K 20 pared ft w20-lom-.Q4K 20 pared ft w20-lom-.Q4K 20 pared ft w20-lom-.Q4K 20 pared ft w20-san-.Q4K 20 pared ft w20-san-.Q4K 20 pared ft w20-san-.Q4K
1 2 3 1 2 3 1 2 3
Promedio de más de 9
19 20 21 22 23 24 25 26 27
20 pared ft w20-ELC-.Q4K 20 pared ft w20-ELC-.Q4K 20 pared ft w20-ELC-.Q4K 20 pared ft w20-ERZ-.Q4K 20 pared ft w20-ERZ-.Q4K 20 pared ft w20-ERZ-.Q4K 20 pared ft w20-tab-.Q4K 20 pared ft w20-tab-.Q4K 20 pared ft w20-tab-.Q4K
1 2 3 1 2 3 1 2 3
Por encima de la media de 9
28 29 30 31 32 33 34 35 36
40 ft pared w40-cap-.Q4K 40 ft pared w40-cap-.Q4K 40 ft pared w40-cap-.Q4K 40 pared ft w40-día-.Q4K 40 pared ft w40-día-.Q4K 40 pared ft w40-día-.Q4K pared 40 ft w40-lan-.Q4K pared 40 ft w40-lan-.Q4K pared 40 ft w40-lan-.Q4K
1 2 3 1 2 3 1 2 3
Por encima de la media de 9
37 38 39 40 41 42 43 44 45
40 pared ft w40-imp-.Q4K 40 pared ft w40-imp-.Q4K 40 pared ft w40-imp-.Q4K 40 pared ft w40-lom-.Q4K 40 pared ft w40-lom-.Q4K 40 pared ft w40-lom-.Q4K 40 pared ft w40-san-.Q4K 40 pared ft w40-san-.Q4K 40 pared ft w40-san-.Q4K
1 2 3 1 2 3 1 2 3
Por encima de la media de 9
46 47 48 49 50 51 52 53 54
40 pared ft w40-ELC-.Q4K 40 pared ft w40-ELC-.Q4K 40 pared ft w40-ELC-.Q4K 40 pared ft w40-ERZ-.Q4K 40 pared ft w40-ERZ-.Q4K 40 pared ft w40-ERZ-.Q4K 40 pies pared w40-tab-.Q4K 40 pies pared w40-tab-.Q4K 40 pies pared w40-tab-.Q4K
1 2 3 1 2 3 1 2 3
Por encima de la media de 9
55 56 57 58
80 ft pared w80-cap-.Q4K 80 ft pared w80-cap-.Q4K 80 ft pared w80-cap-.Q4K 80 pared ft w80-día-.Q4K
1 2 3 1
PGV (max) En s
movimiento de entrada
sa1
Nombre del archivo
gramo
0,33 CAP-L.acc 0,34 CAP-L.acc 0,30 CAP-L.acc 0,34 DIA-L.acc 0,35 DAY-L.acc 0,31 DAY-L.acc 0,31 LAN-L.acc 0,32 LAN-L.acc 0,28 LAN-L.acc 0,320 LB espectro 0,867
PGV (max) gramo
0,579 0,590 0,518 0,740 0,730 0,670 0,759 0,761 0,699
13.506 13.862 12.344 10.486 10.705 9.286 12.033 12.297 10.173
0,672
11.632
0,670 0,685 0,602 0,992 1.010 0,855 0,742 0,758 0,655
31.047 31.884 28.298 31.034 31.719 27.454 40.453 41.297 33.340
0,774
32.947
0,992 mediados del espectro 0,929
0,986 0,981 0,890 1,068 1.094 0,978 1.091 1.103 0,938
40.725 41.631 35.655 43.290 44.468 39.040 41.827 42.756 37.597
1.083 1.083 1.083 1,089 1,089 1,089 1.060 1.060 1.060
1.014
40.777
1,56 ELC-U.acc 1.60 ELC-U.acc 1,37 ELC-U.acc 1,43 ERZ-U.acc 1,47 ERZ-U.acc 1,26 ERZ-U.acc 1,54 TAB-U.acc 1,58 TAB-U.acc 1,38 TAB-U.acc 1,466 UB espectro 1,077
0,543 0,530 0,470 0,441 0,410 0,385 0,449 0,427 0,411
14.021 14.543 13.677 12.190 12.414 11.284 11.961 12.771 12.045
0,894 0,894 0,894 0,936 0,936 0,936 0,771 0,771 0,771
0,452
12.767
0,32 CAP-L.acc 0,34 CAP-L.acc 0,33 CAP-L.acc 0,36 DAY-L.acc 0,38 DIA-L.acc 0,36 DAY-L.acc 0,33 LAN-L.acc 0,34 LAN-L.acc 0,33 LAN-L.acc 0,343 LB espectro 0,867
0,734 0,745 0,696 0,968 0,993 0,903 0,804 0,839 0,772
31.666 33.017 31.165 35.371 37.374 35.285 40.479 42.883 39.551
0,828
36.310
1,069 mediados del espectro 0,929
0,785 0,814 0,766 1,229 1,267 1,179 1.017 1.020 0,913
43.411 45.795 43.155 45.744 48.699 45.240 44.276 46.188 43.438
0,999
45.105
1.60 ELC-U.acc 1,69 ELC-U.acc 1.60 ELC-U.acc 1,48 ERZ-U.acc 1,56 ERZ-U.acc 1,47 ERZ-U.acc 1,55 TAB-U.acc 1,63 TAB-U.acc 1,55 TAB-U.acc 1.570 UB espectro 1,077
0,380 0,371 0,340 0,240
14.464 14.270 13.829 9,725
0,97 IMP-M.acc 1,00 IMP-M.acc 0,87 IMP-M.acc 1,06 LOM-M.acc 1,08 LOM-M.acc 0,94 LOM-M.acc 1,03 SAN-M.acc 1,06 SAN-M.acc 0,92 SAN-M.acc
0.99 IMP-M.acc 1,05 IMP-M.acc 0.99 IMP-M.acc 1,09 LOM-M.acc 1.15 LOM-M.acc 1,09 LOM-M.acc 1,07 SAN-M.acc 1,13 SAN-M.acc 1,06 SAN-M.acc
0,43 CAP-L.acc 0,43 CAP-L.acc 0,42 CAP-L.acc 0,41 DIA-L.acc
0,894 0,894 0,894 0,936 0,936 0,936 0,771 0,771 0,771
PGV (max) En s
15.370 15.370 15.370 11.684 11.684 11.684 15.173 15.173 15.173 14.076
0,812 0,812 0,812 1.026 1.026 1.026 0,948 0,948 0,948
37.054 37.054 37.054 32.275 32.275 32.275 42.312 42.312 42.312 37.214
45.320 45.320 45.320 52.950 52.950 52.950 46.922 46.922 46.922 48.397
15.370 15.370 15.370 11.684 11.684 11.684 15.173 15.173 15.173 14.076
0,812 0,812 0,812 1.026 1.026 1.026 0,948 0,948 0,948
37.054 37.054 37.054 32.275 32.275 32.275 42.312 42.312 42.312 37.214
1.083 1.083 1.083 1,089 1,089 1,089 1.060 1.060 1.060
0,894 0,894 0,894 0,936
45.320 45.320 45.320 52.950 52.950 52.950 46.922 46.922 46.922
movimiento de entrada vs.
Sa1 PGA PGV gramo
0.39 0.39 0.39 0.39 0.39 0.39 0.36 0.36 0.36
gramo
0.65 0.66 0.58 0.79 0,78 0,72 0.98 0.99 0.91
0,380 0,380 0,783
1.12 1.12 1.12 1.20 1.20 1.20 1.18 1.18 1.18
0.83 0.84 0.74 0.97 0.98 0.83 0,78 0.80 0.69
0.91 0.91 0.82 0.98 1.00 0.90 1.03 1.04 0.88
0.61 0.59 0.53 0.47 0.44 0.41 0.58 0.55 0.53
48.397
1,743 0,927
15.370 15.370 15.370 11.684
0.39 0.39 0.39 0.39
0.90 0.92 0.79 0.82 0.84 0.74 0.89 0.91 0.80
0.91 0.95 0.89 1.04 1.06 0.97 0.79 0.84 0.79 0,916
0.90 0.92 0.86 0.94 0.97 0.88 0.85 0.89 0,81
1.167 1.167 0,891
1.78 1.78 1.78 1.69 1.69 1.69 1.76 1.76 1.76
0.84 0.86 0,76 0.96 0.98 0.85 0.96 0.98 0.79
0,845
0,380 0,380 0,524
1.12 1.12 1.12 1.20 1.20 1.20 1.18 1.18 1.18
0.88 0.90 0.80 0.90 0.92 0.79 0.79 0,81 0.67
0,886
1,743 1,743 0,942
0.39 0.39 0.39 0.39 0.39 0.39 0.36 0.36 0.36
En s
0,830
1.167 1.167 0,830
1.78 1.78 1.78 1.69 1.69 1.69 1.76 1.76 1.76
sa1
0.85 0.89 0.84 1.10 1.16 1.09 0.96 1.01 0.93 0,982
0,72 0.75 0,71 1.13 1.16 1.08 0.96 0.96 0.86
0.43 0.41 0.38 0.26
0.96 1.01 0.95 0.86 0.92 0.85 0.94 0.98 0.93
gramo
0.85 0.87 0,77 0.87 0.90 0.79 0.86 0.89 0,78 0,842 0.87 0.89 0,78 0.88 0.90 0,78 0.87 0.90 0,78 0,850 0.88 0.90 0,77 0.85 0.87 0.75 0.88 0.90 0,78 0,840 0.82 0.87 0.85 0.92 0.97 0.92 0.92 0.94 0.92 0,904 0.88 0.94 0.88 0.91 0.96 0.91 0.91 0.96 0.90 0,916
0,935
0.90 0.95 0.90 0.88 0.92 0.87 0.88 0.93 0.88 0,900
0.94 0.93 0.90 0.83
1.10 1.10 1.08 1.05
(Continúa en la siguiente página)
66
Tabla 6-1. (Continuado). Proporción de respuesta coeficiente sísmico
Respuesta coeficiente sísmico
yo
Modelo
Nombre de archivo del bloque
PGV (max) gramo
59 60 61 62 63
80 pared ft w80-día-.Q4K 80 pared ft w80-día-.Q4K pared 80 ft w80-lan-.Q4K pared 80 ft w80-lan-.Q4K pared 80 ft w80-lan-.Q4K
2 3 1 2 3
Por encima de la media de 9
64
80 pared ft w80-imp-.Q4K pared ft w80-imp-.Q4K 80 pared ft w80-imp-.Q4K 80 pared ft w80-lom-.Q4K 80 pared ft w80-lom-.Q4K 80 pared ft w80-lom-.Q4K 80 pared ft w80-san-.Q4K 80 pared ft w80-san-.Q4K 80 pared ft w80-san-.Q4K
sesenta y cinco 80
66 67 68 69 70 71 72
1 2 3 1 2 3 1 2 3
Por encima de la media de 9
73 74 75 76 77 78 79 80 81
80 pared ft w80-ELC-.Q4K 80 pared ft w80-ELC-.Q4K 80 pared ft w80-ELC-.Q4K 80 pared ft w80-ERZ-.Q4K 80 pared ft w80-ERZ-.Q4K 80 pared ft w80-ERZ-.Q4K 80 pared ft w80-tab-.Q4K 80 pared ft w80-tab-.Q4K 80 pared ft w80-tab-.Q4K
1 2 3 1 2 3 1 2 3
Por encima de la media de 9
82 83 84 85 86 87 88 89 90
120 ft pared w12-cap-.Q4K 120 ft pared w12-cap-.Q4K 120 ft pared w12-cap-.Q4K 120 ft pared w12-día-.Q4K 120 ft pared w12-día-.Q4K 120 ft pared w12-día-.Q4K 120 ft pared w12-lan-.Q4K 120 ft pared w12-lan-.Q4K 120 ft pared w12-lan-.Q4K
1 2 3 1 2 3 1 2 3
Por encima de la media de 9
91 92 93 94 95 96 97 98 99
120 ft pared w12-imp-.Q4K 120 ft pared w12-imp-.Q4K 120 ft pared w12-imp-.Q4K 120 ft pared w12-lom-.Q4K 120 ft pared w12-lom-.Q4K 120 ft pared w12-lom-.Q4K 120 ft pared w12-san-.Q4K 120 ft pared w12-san-.Q4K 120 ft pared w12-san-.Q4K
1 2 3 1 2 3 1 2 3
Por encima de la media de 9
100 101 102 103 104 105 106 107 108
120 ft pared w12-ELC-.Q4K 120 ft pared w12-ELC-.Q4K 120 ft pared w12-ELC-.Q4K 120 ft pared w12-ERZ-.Q4K 120 ft pared w12-ERZ-.Q4K 120 ft pared w12-ERZ-.Q4K
120 ft pared w12-tab-.Q4K 120 ft pared w12-tab-.Q4K 120 ft pared w12-tab-.Q4K
Por encima de la media de 9
1 2 3 1 2 3 1 2 3
PGV (max) En s
movimiento de entrada
sa1
Nombre del archivo
gramo
PGV (max) gramo
0,224 0,202 0,257 0,243 0,221
9.800 9,545 14.593 14.504 13.858
0,41 DIA-L.acc 0,40 DAY-L.acc 0,38 LAN-L.acc 0,38 LAN-L.acc 0,37 LAN-L.acc 0,403 LB espectro 0,867
0,275
12.732
0,607 0,599 0,550 0,672 0,635 0,569 0,762 0,732 0,669
37.264 37.154 36.002 41.988 41.563 39.643 45.732 44.796 42.321
0,644
40.718
1,181 mediados del espectro 0,929
0,895 0,878 0,828 1,181 1.135 1.055 1,025 1.011 0,936
42.781 43.230 42.279 52.435 52.091 49.750 43.980 42.697 40.261
1.083 1.083 1.083 1,089 1,089 1,089 1.060 1.060 1.060
0,994
45.500
1,76 ELC-U.acc 1,77 ELC-U.acc 1,73 ELC-U.acc 1,77 ERZ-U.acc 1,77 ERZ-U.acc 1.70 ERZ-U.acc 1,83 TAB-U.acc 1,83 TAB-U.acc 1,78 TAB-U.acc 1,771 UB espectro 1,077
0,221 0,202 0,199 0,195 0,176 0,189 0,241 0,224 0,203
12.815 12.610 12.263 10.675 10.497 10.159 14.801 14.223 13.376
0,894 0,894 0,894 0,936 0,936 0,936 0,771 0,771 0,771
0,206
12.380
0,47 CAP-L.acc 0,46 CAP-L.acc 0,43 CAP-L.acc 0,45 DIA-L.acc 0,44 DAY-L.acc 0,42 DIA-L.acc 0,44 LAN-L.acc 0,43 LAN-L.acc 0,41 LAN-L.acc 0,439 LB espectro 0,867
0,625 0,574 0,516 0,486 0,435 0,450 0,521 0,504 0,449
40.256 39.312 37.327 39.153 38.141 36.063 40.379 38.840 37.336
0,507
38.534
1,299 mediados del espectro 0,929
0,863 0,843 0,774 0,921 0,860 0,820 0,874 0,825 0,738
55.709 53.682 50.337 55.895 54.019 50.339 43.529 41.913 40.690
0,835
49.568
1,93 ELC-U.acc 1.90 ELC-U.acc 1,83 ELC-U.acc 1,81 ERZ-U.acc 1,77 ERZ-U.acc 1,68 ERZ-U.acc 2,09 TAB-U.acc 2,03 TAB-U.acc 1,93 TAB-U.acc 1,886 UB espectro 1,077
1.12 IMP-M.acc 1.13 IMP-M.acc 1.10 IMP-M.acc 1,22 LOM-M.acc 1,22 LOM-M.acc 1,19 LOM-M.acc 1,24 SAN-M.acc 1,23 SAN-M.acc 1,18 SAN-M.acc
0,936 0,936 0,771 0,771 0,771
0,812 0,812 0,812 1.026 1.026 1.026 0,948 0,948 0,948
1,24 IMP-M.acc 1.21 IMP-M.acc 1.16 IMP-M.acc 1,33 LOM-M.acc 1,30 LOM-M.acc 1,26 LOM-M.acc 1,45 SAN-M.acc 1,41 SAN-M.acc 1,33 SAN-M.acc
PGV (max)
gramo
0.39 0.39 0.36 0.36 0.36
14.076
0,380 0,319
37.054 37.054 37.054 32.275 32.275 32.275 42.312 42.312 42.312
1.12 1.12 1.12 1.20 1.20 1.20 1.18 1.18 1.18
37.214
1.167 0,697
45.320 45.320 45.320 52.950 52.950 52.950 46.922 46.922 46.922
15.370 15.370 15.370 11.684 11.684 11.684 15.173 15.173 15.173 14.076
1.083 1.083 1.083 1,089 1,089 1,089 1.060 1.060 1.060
Sa1 PGA PGV
En s
11.684 11.684 15.173 15.173 15.173
48.397
0,812 0,812 0,812 1.026 1.026 1.026 0,948 0,948 0,948
movimiento de entrada vs.
37.054 37.054 37.054 32.275 32.275 32.275 42.312 42.312 42.312
1.78 1.78 1.78 1.69 1.69 1.69 1.76 1.76 1.76
gramo
0.24 0.22 0.33 0.32 0.29
0.75 0.74 0.68 0.65 0.62 0.55 0.80 0,77 0,71
37.214
1.167 0,556
45.320 45.320 45.320 52.950 52.950 52.950 46.922 46.922 46.922
1.78 1.78 1.78 1.69 1.69 1.69 1.76 1.76 1.76
48.397
1,743 0,775
0.84 0.82 0.96 0.96 0.91
1.01 1.00 0.97 1.30 1.29 1.23 1.08 1.06 1.00 1.104
0.83 0,81 0,76 1.08 1.04 0.97 0.97 0.95 0.88
0.94 0.95 0.93 0.99 0.98 0.94 0.94 0.91 0.86 0,939
0.25 0.23 0.22 0.21 0,19 0.20 0.31 0.29 0.26
0,380 0,240
1.12 1.12 1.12 1.20 1.20 1.20 1.18 1.18 1.18
En s
0,899
1,743 0,922
0.39 0.39 0.39 0.39 0.39 0.39 0.36 0.36 0.36
sa1
0.83 0.82 0.80 0.91 0.90 0.87 0.98 0.94 0.88 0,881
0,77 0,71 0.64 0.47 0.42 0.44 0.55 0.53 0.47
1.09 1.06 1.01 1.21 1.18 1.12 0.95 0.92 0.88 1,047
0.80 0,78 0,71 0.85 0.79 0.75 0.82 0,78 0.70
1.23 1.18 1.11 1.06 1.02 0.95 0.93 0.89 0.87 1.027
gramo
1.05 1.03 1.06 1.06 1.03 1,061 1.00 1.01 0.98 1.02 1.02 0.99 1.05 1.04 1.00 1.012 0.99 0.99 0.97 1.05 1.05 1.01 1.04 1.04 1.01 1.016 1.21 1.18 1.10 1.15 1.13 1.08 1.22 1.19 1.14 1.156 1.11 1.08 1.04 1.11 1.08 1.05 1.23 1.19 1.13 1.113 1.08 1.07 1.03 1.07 1.05 0.99 1.19 1.15 1.10 1,081
esta proporción se redujo sistemáticamente para aumentar la altura de la pared y el
ducción siendo introducido en esta discusión es para la dispersión de la onda.
descenso de la forma espectral en largos períodos. Por lo tanto, el promedio de las
Cualquier otra reducción de la duración de la carga de terremoto debe ser
proporciones (mostrado en la derecha columna más a la) de los tres mecanismos de
determinado por el diseñador estructural.
fallo evaluados en este estudio parece ser razonable. revisión superficial de los datos apoyan en cierta medida, la práctica histórica de presunción de adoptar acerca 1 / 2 a 2 / 3 de PGA para el análisis de diseño pseudo-estática. Sin embargo, como se señaló anteriormente, en lugar de la opinión predominante de que la reducción es dar cuenta de la variación de tiempo en PGA, la re-
6.2 Conclusiones Figura 6-13 proporciona una base para la determinación de un factor de reducción (es decir, el α factores) que se aplicará a la aceleración máxima del terreno utilizado cuando se determina la fuerza de pseudo-estático
67
Figura 6-13. dispersión de onda resultante coe fi cientes para retener diseño de la pared.
en el diseño de muros de contención y taludes. Además discusión sobre el uso de la α
di fi cultades para el diseñador. La selección de la forma de los espectros apropiado
factor se proporciona en el Capítulo 7.
debería centrarse en el 1-segundo de ordenadas.
Los resultados de estos estudios cientes sísmica coef fi dependiente de la altura son
•
A partir del espectro de respuesta de diseño, el diseñador podría normalizar el
lo suficientemente generales que se pueden aplicar ya sea al diseño sísmico de muros
espectro de respuesta por la aceleración máxima del terreno para desarrollar la
de contención, terraplenes y pendientes, o estructuras enterradas. El proceso de diseño
forma espectral normalizada para el sitio del proyecto especí fi co. Este espectro es
implica primero la determinación de los espectros de respuesta para el sitio. Esta
luego superpuesta sobre la forma espectral se muestra en la Figura 5-4 para
determinación se realiza utilizando la guía en el AASHTO 2008 LRFD Puente
determinar la forma de la curva espectral más apropiada para la condición de diseño.
Especificaciones de Diseño o desde los estudios de riesgo sísmico específicas del sitio. Tenga en cuenta que los espectros de la AASHTO 2007 modi fi caciones Diseño Puente
•
Después de seleccionar la forma espectral apropiado (es decir, en términos de UB,
LRFD no distinguen entre CEUS y WUS formas y no son consistentes con este enfoque
del medio, y LB formas espectrales), Figura 6-13 se utiliza para seleccionar el factor
recomendado; Sin embargo, los mapas movimiento del suelo AASHTO recién adoptado
de reducción apropiado (la α factor).
explicar esta diferencia. La única suposición hecha es que los criterios de diseño de movimiento de tierra debe ser definido por un espectro de respuesta de diseño
El enfoque descrito anteriormente era más ed simplifica para su uso en las
amortiguada 5 por ciento para el campo estado de la superficie del suelo de libre hace
especificaciones propuestas relacionando la α factor a altura, PGA, y S 1 en una
referencia en el sitio del proyecto.
ecuación simple, como se ha discutido en el capítulo 7. O bien el enfoque descrito en este capítulo o la ecuación dada en el Capítulo 7 es un método aceptable de la determinación de la α factor.
Una vez establecido el diseño de movimiento de tierra para un sitio, los análisis
Como se discutió anteriormente, la teoría de dispersión de onda representa uno de los
podrían proceder siguiendo la metodología descrita en este capítulo. Esta metodología
varios justificaciones para la selección de un sísmica coeficiente pseudo-estática más baja
se basa en la de fi nición del coeficiente sísmico para la evaluación de los muros de
que la aceleración máxima del suelo. Además de la dispersión de la onda α factor de,
contención, taludes y terraplenes o estructuras enterradas, de la siguiente manera:
factores de reducción adicionales se puede aplicar como apropiado, incluyendo que algún movimiento permanente está permitido en el diseño, como se discutió en el capítulo 7. También se puede dar a la utilización de un coef sísmica fi ciente promediada en el tiempo
•
La demanda de diseño de movimiento de tierra se caracteriza por un espectro de
basado en el nivel medio de terreno agitación, en lugar de la cima, siempre y cuando el
respuesta de diseño que tenga en cuenta los problemas de riesgo y de respuesta
valor eficaz con el diseñador fi estructurales que la fuerza de inercia media es permisible
del sitio sísmicos para el sitio. Este requisito es bastante estándar, y no debe
para el diseño.
presentar indebida
68
CAPÍTULO 7
Muro de contención
En este capítulo se resumen los resultados de los estudios realizados para el análisis y
Figura 7-1 (FHWA 1996), que utiliza la terminología adoptada en el AASHTO modi fi
diseño de muros de contención sísmica. Los principales objetivos de estos estudios fueron los
caciones LRFD diseño de puente. Las denominaciones de corte y fi ll se refieren a cómo
siguientes:
se construye la pared, no necesariamente de la naturaleza del movimiento de tierras (cortar o fi ll) asociado a la pared. Por ejemplo, una pared ll fi, tal como una pared o una
• limitaciones de las direcciones con los métodos actuales utilizados para estimar las
pared MSE nongravity en voladizo, se puede utilizar para retener la tierra fi ll para una
presiones del terreno sísmicos en los muros de contención. Estas limitaciones incluyen
importante corte carretera como se ilustra en las figuras representativas 7-2 a 7-5 que
di fi cultades en el uso de las ecuaciones de MO para ciertas combinaciones de sísmica
muestra tipos de pared. Esto se convierte en un factor importante en las discusiones
coeficiente y backslope por encima de la estructura de retención o para condiciones ll fi
posteriores relacionados con la estabilidad sísmica externa de dichas paredes.
espalda donde los suelos no son sin cohesión o no son uniformes.
• Elaborar orientaciones sobre la selección del coeficiente sísmico utilizado para llevar a cabo ya sea una evaluación basada en el desplazamiento generados por la fuerza o del
AASHTO actual modi fi caciones Diseño Puente LRFD abordar el diseño sísmico de mantener los tipos de pared que se resumen en los siguientes párrafos:
comportamiento sísmico de muros de contención. Existe una considerable confusión en la práctica actual en la selección del coeficiente sísmico, sobre todo para los diferentes tipos de pared.
1. paredes gravedad y semi-gravedad en voladizo convencionales (artículo 11.6.5). Las disposiciones de diseño sísmico citan el uso del método de MO (especificado en el
• Proporcionar recomendaciones sobre las metodologías a utilizar para el análisis sísmico
Anexo A, artículo A11.1.1.1) para estimar las fuerzas estáticas equivalentes para
y diseño de tipos de pared alternativos que se pueden utilizar para desarrollar LRFD
las cargas sísmicas. se permiten reducciones debidas a movimientos de la pared
especi fi caciones.
lateral como se describe en el Apéndice A (A11.1.1.1).
El enfoque adoptado para cumplir estos objetivos implicó el uso de los resultados de movimiento del suelo y curvaturas dispersión estudios discutidos en los dos capítulos anteriores. Específicamente, el método para la determinación de los movimientos del terreno y los desplazamientos que se resumen en el capítulo 5 proporciona la información necesaria para un diseño basado en la fuerza y para la determinación de desplazamientos de muros de contención. La información en el Capítulo 6 se utiliza para modificar la PGA sitio ajustada para tener en cuenta los efectos de dispersión de la onda. Con esta información se proporcionan dos metodologías para el análisis y diseño de muros de contención sísmica. La primera implica el uso de las ecuaciones MO clásicos, y la segunda utiliza un más metodología GLE para los casos en que el procedimiento MO
2. paredes Nongravity en voladizo (artículo 11.8.6). disposiciones de diseño sísmico no son explícitas. Más bien se hace referencia a una metodología aceptada, aunque las ecuaciones MO se sugieren como un medio para calcular las presiones activas y pasivas proporcionan un sísmica coeficiente de 0,5 veces que se utiliza el PGA sitio ajustados.
3. Los muros anclados (artículo 11.9.6). disposiciones de diseño sísmico no son explícitos, y se hace referencia al método de MO para muros en voladizo. Sin embargo, el artículo indica que A11.1.1.3,
no es aplicable o donde se desea una estimación de retención desplazamientos de pared.
Para pilares sujetados contra el movimiento lateral por abrazaderas o pilas de rebozado, las presiones laterales inducidas por fuerzas de inercia en el relleno serán mayores que las dadas por el análisis Mononobe-Okabe.
7.1 La práctica actual de diseño Varios tipos de pared son comúnmente utilizados para los sistemas de transporte. Un catión fi cación útil de estos tipos de pared se muestra en la
La discusión va a sugerir el uso de un factor de 1,5 en conjunción con PGA sitio ajustados para el diseño “donde existe duda de que un tope puede producir lo suficiente para movilizar la resistencia del suelo.”
69
La Figura 7-1. De retención de tierras clasi fi cación del sistema (después de la FHWA, 1996).
Figura 7-2. tipos de pared (después de la FHWA, 1996).
70
pared MSE Completado
Figura 7-3. tipos de pared (MSE después de la FHWA, 1996).
Figura 7-4. MSE paredes de construcción con fi guraciones.
pared geotextil
71
Figura 7-5. Cortar construcción pendiente.
4. MSE paredes (artículo 11.10.7). disposiciones de diseño sísmico son muy explícitas y
7.2 El Método MO y Limitaciones
se definen tanto para la estabilidad externa e interna. Para la estabilidad externa la componente dinámica de la presión activa de la tierra se calcula utilizando la ecuación de MO. se permiten reducciones debidas a movimiento de la pared lateral para muros de gravedad. El cincuenta por ciento de la presión de la tierra dinámica se combina con una carga de pared de inercia para evaluar la estabilidad, con la aceleración coeficiente modi fi ed para tener en cuenta el potencial de amplificación de aceleraciones de tierra. En el caso de la estabilidad interna, elementos de refuerzo están diseñados para fuerzas de inercia internos horizontales que actúan sobre la zona de presión activa estática.
5. paredes modulares prefabricados (artículo 11.11.6). disposiciones de diseño sísmico son similares a las de los muros de gravedad. 6. paredes Suelo-uñas. No hay disposiciones estáticas o sísmicas se proporcionan
La base analítica para la solución de MO para el cálculo de la presión activa de la tierra sísmica se muestra en la figura 7-6 (tomada del Apéndice A11.1.1.1 de l a AASHTO LRFD Diseño Puente especi fi caciones). E sta cifra identi fi ca las ecuaciones de presión de tierras (activos sísmicos PAG A E), e l coeficiente de empuje activo sísmica ( K A E), l a presión pasiva de la tierra sísmica ( PAG EDUCACIÓN FÍSICA), y el coeficiente de sísmica presión activa ( K EDUCACIÓN FÍSICA).
Implícito a estas ecuaciones es que el suelo dentro del suelo es un material homogéneo, sin cohesión dentro de las cuñas de presión activos o pasivos.
7.2.1 Las presiones sísmicas terrestres activas En efecto, la solución para presiones activa de la tierra sísmicas es análoga
actualmente en AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de puente.
a la de la solución convencional Coulomb activo presión para volver sin
Sin embargo, un manual de FHWA para el diseño de las paredes de uñas (FHWA,
cohesión fi ll, con la adición de una carga sísmica horizontal. gráficos
2003) sugiere siguiendo los mismos procedimientos generales como se usa para el
representativos que muestran el efecto de la carga sísmica en el activo presión
diseño de las paredes de MSE, lo que implica el uso de la ecuación de MO con
coeficiente K AE
modificaciones para los efectos inerciales.
se muestra en la Figura 7-7. El efecto de la carga sísmica vertical es tradicionalmente descuidado. La justificación para dejar de lado l a carga vertical se atribuye generalmente al hecho de que las aceleraciones verticales de frecuencias
El uso de las ecuaciones de MO para calcular las presiones del terreno activas y
más altas estarán fuera de fase con las aceleraciones horizontales y tendrá
pasivas sísmicos es un factor dominante en el diseño de pared. Limitaciones y
contribuciones positivas y negativas a pared presiones, que en promedio
problemas de diseño se resumen en las siguientes secciones.
razonablemente se puede despreciar para el diseño.
72
Sísmica empuje activo 2 PAG ((1 - k v ) K AE AE = 0 .5 γ H
Figura 7-7. Efecto del coeficiente de fricción y del suelo ángulo sísmica en coeficiente de presión activo.
Sísmica presión pasiva de la Tierra PAG = 0 .5 γγ H EDUCACIÓN FÍSICA
2
( 1 - k v K )
EDUCACIÓN FÍSICA
de 38 ° en un φ = 35 ° material. La solución MO aumenta significativamente si los
dónde K
AE
sísmicas coeficiente aumenta a 0,25 para el mismo caso, como el ángulo plano de
=
arrullos
×
2
sen
+ δ ) cos ( φ θ- -δ
( β θ+
cos cos •
× -••1
2
pecado (φ sen
i
)
• ••
puramente sin cohesión, ya que normalmente asumido durante analiza la MO. En consecuencia, en esta situación la solución MO no es válido.
Un diseñador podría utilizar un enfoque MO para los casos no homogéneas
θ) β
+ δ ) cos ( φ θ- +δ
( β θ- +
-2
)
(δ - +
β
pendiente detrás del relleno en lugar del ángulo de la pendiente definida por un suelo
+ ) co ss( yo- β )
cos 2cos ( φ -θ +β θ
K EDUCACIÓN = FÍSICA
a 7-5, el plano de falla por lo general se cortan suelos firmes o roca en el corte
( δ β+ θ + )
β
pecado (φ
• -••1
falla disminuye a 31 °. En la práctica, sin embargo, como se muestra en las figuras 7-3
)
2 - -β θ cos cos ( φcosθ
) cos ( -
simples, como se muestra en la figura 7-10 usando el siguiente procedimiento, ii )ββ• ••
-2
suponiendo φ 1 < φ 2:
)
γ = unidad de peso de suelo (ksf)
H = a ltura de la pared (ft) φ = ángulo de fricción del suelo (°)
θ = arc tan (k h / ( 1 - k v )) ( °) δ = ángulo de fricción entre el suelo y la pared (°)
k h = h orizontal aceleración coeficiente (DIM). k v = a celeración vertical coeficiente (DIM). i = v olver fi ángulo de la pendiente ll (°) β = pendiente de la pared a la vertical, como se muestra negativo (°)
Figura 7-6. MO solución.
Figura 7-8 muestra el efecto del ángulo de la pendiente de relleno en K AE
como una función del coeficiente sísmico, e ilustra el dilema diseño comúnmente encontrado de aumentar rápidamente los valores de presión de tierra con aumentos modestos en ángulos de pendiente. Figura 7-9 indica la razón subyacente, a saber, el hecho de que el ángulo de plano de falla α se aproxima a la del ángulo de inclinación hacia atrás fi ll ω, lo que resulta en una masa infinito de la cuña fallo activo. Por ejemplo, para un ángulo de inclinación de 18,43 ° ( 3H: pendiente 1V) y un sísmica
Figura 7-8. Efecto de la pendiente ll volver fi en el coeficiente de
coeficiente de 0,2, el plano de falla está en un ángulo
empuje activo sísmica utilizando la ecuación MO, donde CF = coeficiente sísmico.
73
Figura 7-9. Activo ángulo plano de falla basándose en la ecuación MO.
1. Calcular la presión activa PAG A E1 y plano de falla activo
método MO puede ser utilizado, tal como el bien conocido método, Culmann
ángulo ( α AE1) p ara el material fi ll espalda. Los gráficos tales como las Figuras 7-8 y 7-9
gráfica ilustrada en la Figura 3-1. Los principios del método de cuña Culmann
se pueden usar para casos sencillos.
se han incorporado en el programa informático de Caltrans CT-FLEX
2. Si α AE1 < α 1/2, l a solución se para y PAG AE1 da la correcta presión activa sísmica en la pared.
3. Si αA E1> α 1 /2, c alcular la presión activa ( PAG AE2) y activo
(Shamsabadi, 2006). Este programa buscará la superficie de falla crítica correspondiente al valor máximo de PAG AE para pendientes no uniformes y LLS fi espalda, incluyendo presiones de pago.
ángulo plano de falla ( αA E2) p ara el material del suelo nativo. Para cohesiva ( do- φ) suelos, soluciones descritas en la Sección 7.3 pueden ser utilizados. Además,
Para uniformes cohesiva suelos de relleno con do y φ parámetros de resistencia,
calcular la presión activa ( PAG A EI) p ara la interfaz dada entre dos suelos a partir
soluciones utilizando hipótesis de análisis de MO se han desarrollado, como se discute
de ecuaciones de equilibrio límite. El mayor de PAG A Ei y PAG A E2 da la presión
en la Sección 7.3. Sin embargo, el enfoque más versátil para relleno complejo y
activa sísmica en la pared.
geometrías talud de corte es utilizar programas de estabilidad de pendiente convencionales, como se describe en la Sección 7.4.
En la mayoría de los casos, el corte de suelo nativo será estable, en cuyo caso estará claro que la presión activa correspondiente al ángulo de corte α 1 /2 gobernará.
7.2.2 Las presiones pasiva Tierra sísmicos
Para los casos más complejos que involucran no uniforme backslope per fi les y fi volver ll / suelos talud de corte, procedimientos numéricos utilizando los mismos principios de la
La ecuación de MO para presiones de tierra pasivos también se muestra en la Figura 7-6. La presión pasiva sísmica llega a ser importante para algunos tipos de pared que se desarrollan resistencia de carga de la parte empotrada de la pared. Si la profundidad de empotramiento se limita, como en el caso de muchos gravedad, semi-gravedad, y las paredes de MSE, la importancia de la presión pasiva de la tierra al equilibrio global es pequeña, y por lo tanto, utilizando la presión pasiva de la tierra estática es a menudo aceptable.
En el caso de muros en voladizo nongravity y paredes ancladas a los miembros estructurales por debajo de la profundidad de excavación dependen de la presión pasiva de la tierra para la estabilidad y por lo tanto los efectos de la carga sísmica en presiones de la tierra pasivos pueden ser una contribución importante. El trabajo de Davies et al. (1986) muestra que la presión pasiva de la tierra sísmica puede disminuir en un 25 por ciento respecto a la presión pasiva de la tierra estática para un sísmica coeficiente de 0,4. Esta disminución es para una φ = 35 material de grado y no backslope o pared fricción. La figura 7-10. Aplicación del método MO para el suelo no homogéneo.
74 Aunque la reducción de la presión pasiva de la tierra durante la carga sísmica se
7.3.1 Evaluación de la contribución de Cohesión
explica en la ecuación de MO para presiones pasivas (Ecuación A11.1.1.1-4 en AASHTO LRFD Puente de las especificaciones de diseño), la ecuación de MO para presiones de tierra pasiva se basa en un suelo granular y la teoría fracaso Coulomb. Diversos estudios han demostrado que la teoría de Coulomb es poco conservador en ciertas situaciones. De manera similar a la ecuación de MO para la presión activa de la tierra, la ecuación de MO para la presión pasiva de la tierra también no incluye las contribuciones de cualquier contenido cohesivo en el suelo. El enfoque preferido para la determinación de la presión pasiva de la tierra es el uso de los procedimientos de registro de espiral, similar a la aprox imación preferida para la carga de la gravedad. Shamsabadi et al. (2007) han publicado un enfoque generalizado que sigue el procedimiento de registro de espiral, mientras que la contabilidad tanto para las
La mayoría de los suelos no cohesivos naturales tienen algún contenido de finos que a menudo contribuye a la cohesión, en particular para las condiciones de carga a corto plazo. Del mismo modo, sin cohesión volver fi LLS rara vez son totalmente saturados, y la saturación parcial cubrirían parte cohesión aparente, incluso para arenas limpias. Además, parece ser una práctica común en algunos estados, para permitir el uso de los suelos ll volver Fi con 30 por ciento o más de contenido fi nes (que posiblemente contiene una fracción de arcilla), particularmente para paredes de MSE. Por lo tanto la probabilidad en estos casos de cierta cohesión es muy alto. El efecto de la cohesión, ya sea real o aparente, es un tema importante a considerar en problemas prácticos de diseño.
fuerzas de inercia dentro de la cuña del suelo y el contenido de cohesión dentro del suelo.
Las ecuaciones MO se han extendido a do- φ suelos por Prakash y Saran (1966), donde se obtuvieron soluciones para los casos incluyendo el efecto de
Una consideración clave durante la determinación de las presiones pasivas estáticas es la fricción de la pared que se produce en la interfase soilwall. La práctica común es suponer que alguna pared de fricción se producirá para la carga estática. La cantidad de fricción de interfaz para la carga estática se asume a menudo a intervalo de 50 a 80 por ciento del ángulo de fricción del suelo. una guía similar no está disponible para la carga sísmica. En ausencia de cualquier orientación, el valor de fricción de interfaz estática a menudo se utiliza para el diseño sísmico.
grietas de tensión y la adhesión de la pared. soluciones similares también han sido discutidos por Richards y Shi (1994) y por Chen y Liu (1990). Para ilustrar aún más este problema, los análisis se realizaron mediante la derivación de las ecuaciones de MO para presiones activa de la tierra y que se extiende desde solamente una φ criterio de fallo suelo a una generalizada
do- φ criterio de fallo del suelo. En esencia, limitan los análisis de equilibrio se realizaron utilizando cuñas de prueba. El valor de presión activa tierra ( PAG AE) se calculó para satisfacer la condición de momento de equilibrio de cada una de las combinaciones de los valores de resistencia de cuña de ensayo y de cizalladura del
Otra consideración importante cuando se utiliza la presión pasiva de la t ierra sísmica es la cantidad de deformación necesaria para movilizar esta fuerza. La deformación para movilizar la presión pasiva de la tierra durante la carga estática por lo general se supone que es grande, digamos de 2 a 5 por ciento de la altura de la pared incrustado, dependiendo del tipo de suelo (es decir, los suelos granulares estarán más cerca del
suelo asumidos más de la superficie de falla. Las configuraciones fi de las cuñas de los ensayos se variaron hasta que el máximo relativo PAG AE se obtuvo valor para diversos horizontal coef sísmica fi ciente k h.E l mecanismo de fallo planar se retiene en los análisis y es una suposición razonable para el problema de la presión activa de la tierra. Zero cohesión pared se asumió y grietas de tensión no se incluyeron.
límite inferior, mientras que cohesiva suelos están más cerca del límite superior). Sólo una orientación limitada está disponible para la carga sísmica (por ejemplo, véase Shamsabadi et al., 2007), y por lo tanto el desplazamiento de movilizar la presión pasiva de la tierra sísmica a menudo se supone que es el mismo que para la carga estática.
7.3.2 Resultados de MO análisis para suelos con cohesión Figura 7-11 y la Figura 7-12 presentes cientes presión de la tierra tablas de fi cientes
7.3 Presiones MO Tierra para suelos cohesivos La ecuación de MO se ha utilizado para establecer el coeficiente de empuje apropiado ( K AE) p ara un coeficiente sísmico dado k h.A unque es posible utilizar el método de Coulomb para desarrollar ecuaciones presión de la tierra o gráficos que incluyen la contribución de cualquier contenido cohesivo, el MO ecuaciones coeficiente de empuje disponibles y gráficos se han derivado para un suelo puramente sin cohesión (de fricción), donde los criterios de rotura del suelo sería el criterio de fallo de Mohr-Coulomb, parametrizado por el ángulo de fricción del suelo, φ.
activos para dos fricción suelo ángulos diferentes con diferentes valores de cohesión para horizontal hacia atrás fi ll, suponiendo que no hay grietas de tensión y la adhesión pared. Dentro de cada tabla, coe fi presión de la tierra cientes se presentan como una función de la coef sísmica fi ciente ( k h,) y diversos valores de la cohesión ( do). los do valor fue normalizado por el producto γ H dónde γ es el peso unitario del suelo y H es la altura de la pared en los gráficos de diseño presentados.
A continuación se ilustran tanto el uso y la importancia de la contribución de cohesión: 1. Para una espalda fi ángulo ll fricción compactado típico de 40 grados, la do/ γ H s ería de alrededor de 0,083 y 0,167 para una altura de pendiente ( H) de 20 pies y 10 pies, respectivamente (para una γ = 120 pcf en combinación de un valor pequeño cohesión c = 200
Sin embargo, la experiencia de la estabilidad del talud límite de equilibrio análisis muestra que la estabilidad de una pendiente dada es muy sensible a la cohesión del suelo, aunque sea por un muy pequeño cohesión.
libras por pie cuadrado).
2. A partir de la figura 7-12 (por φ = 40 grados), se puede ver que la resultante de la fuerza de diseño coeficientes K AE para un coe fi ciente sísmico
75
Figura 7-11. cartas coeficiente sísmico para suelos para c-
35 .
k h = 0 .3 sería (i) 0,4 por ninguna de cohesión; (Ii) 0,25 para una altura de pared de 20 pies
Seguro impartida al muro de contención durante un evento sísmico. Este fenómeno
con 200 cohesión PSF, y (iii) ser 0,1 para una altura de la pared a los 10 pies con 200
podría ser un factor para explicar el buen desempeño de muros de contención en los
cohesión PSF.
terremotos del pasado. Para ilustración de esto, tradicionalmente factores de reducción del orden de
7.3.3 Implicación de Diseño A partir de este ejemplo, se puede observar que una pequeña cantidad de la cohesión tendría un efecto significativo en la reducción del empuje activo dinámico para el diseño.
aproximadamente 0,5 se han aplicado a la PGA sitio ajustados para determinar el coeficiente sísmico utilizado en el diseño de pared. la pared movimiento es una justificación reconocido por el factor de reducción como se discutió previamente. Sin embargo, el concepto de
La reducción de las situaciones de proyecto típico podría ser del orden de alrededor de 50
movimiento de la pared puede no ser correcta para muros de contención soportados sobre
por ciento a 75 por ciento. Para muchas combinaciones de menor k h condiciones (que sería
pilotes, particularmente si pilotes inclinados se utilizan para limitar el movimiento de la pared.
muy frecuente para las condiciones de CEU) y alturas de pared también más cortos, un
En este caso las contribuciones de una pequeña cantidad de la cohesión (por ejemplo, 200
valor de cohesión más bien pequeña que implicaría que la pendiente es estable y la
libras por pie cuadrado) pueden reducir eficazmente la sísmica coeficiente de una pared de 20
capacidad del suelo, en sí mismo, tendría resistencia al esfuerzo cortante inherente de
pies de altura en un factor de 0,5, lo que se consigue los mismos efectos como ocurriría para
resistir la carga del suelo de inercia que conduce a la situación de cero PRESION tierra
una pared que es capaz de moverse.
adicional
La figura 7-12. cartas coeficiente sísmico para suelos para c-
40 .
76 La movilización de la cohesión podría reducir significativamente las presiones del
3. Elegir un esquema de búsqueda de superficie deslizante apropiado. Circular, lineal,
terreno sísmicos para incluir tales reducciones en la práctica del diseño no siempre es
multi-lineal, o superficies aleatorias pueden ser examinadas por diapositiva y otros
sencillo debido a las incertidumbres en el establecimiento de la magnitud de la cohesión
programas de análisis de estabilidad de la pendiente comercial.
para LLS fi compactados donde mixtos do- φ Existen condiciones en las condiciones de campo. Esto es particularmente el caso para lls sin cohesión fi, donde el grado de saturación tiene un efecto significativo en la aparente cohesión de capilaridad.
4. Aplicar la presión de la tierra como una fuerza límite en la cara de la tierra retenida. La ubicación de la fuerza se asume a un tercio de la base ( 1 / 3 H, donde H es retenido altura del suelo) para los casos estáticos. Para los casos sísmicos la ubicación se puede suponer razonablemente a media altura (0.5 H)
Desde una perspectiva de diseño, las incertidumbres en la cantidad de la cohesión o la
de la tierra retenida. Sin embargo, diferentes puntos de aplicación entre 1 / 3 H y 2 / 3
cohesión aparente hace di fi culto para incorporar las aportaciones de la cohesión en
H de la base puede ser examinado para determinar la presión máxima de
muchas situaciones, especialmente en los casos donde se utilizan materiales llenar de
tierra sísmica. El ángulo de la fuerza aplicada depende de ángulo de fricción
nuevo limpias, sin tener en cuenta los potenciales beneficios de la saturación parcial. Sin
asumida entre la pared y el suelo. Una carga horizontal simula una pared lisa,
embargo, donde los suelos cohesivos se están utilizando para llenar la espalda o donde los
mientras que una carga inclinada en φ grados indica que el ángulo de fricción
suelos nativos tienen un contenido coherente clara, a continuación, el diseñador debe
entre la pared y el suelo es igual o mayor que el ángulo de fricción interna del
considerar la posibilidad de incorporar algunos efectos de la cohesión en la determinación
suelo.
del coeficiente sísmico.
5. Cambie la magnitud de la carga aplicada hasta una proporción mínima de C / D de
7.4 Enfoque GLE para determinar las presiones sísmicas activas Para superar las limitaciones del método de MO para los casos de suelos no
1,0 se obtiene. La relación C / D es equivalente al factor de seguridad para los análisis. La fuerza correspondiente a una relación C / D de 1,0 es igual a la presión total de la tierra en la estructura de retención.
homogéneas y la geometría backslope complejo, programas de ordenador de estabilidad de taludes límite-equilibrio convencionales pueden ser utilizados. El concepto se ha ilustrado, en un artículo de Chugh (1995). A los efectos de la
6. Verificar hipótesis de diseño y propiedades de los materiales mediante el examen de las cargas en rodajas individuales en la salida.
evaluación tanto de este enfoque y aplicación a ejemplos utilizados para la metodología recomendada (Apéndice F), el programa de ordenador de diapositivas (Rocscience, 2005), un programa ampliamente utilizado por los consultores geotécnicos, se utilizó.
La corredera programa se calibró frente a soluciones MO considerando ejemplos mostrados en las figuras 7-14 y 7-15. El primer conjunto de figuras muestra la aplicación de la corredera para el cálculo de la presión activa de la tierra en una pared con horizontal hacia atrás fi ll. Los dos análisis en la Figura
El principio básico en el uso de estos programas para los cálculos de presión tierra se ilustra en la figura 7-13. Pasos en el análisis son los siguientes:
7-14A muestran el cálculo de la presión activa de la tierra para un fi volver homogénea ll y la aceleración sísmica de 0,2 g y 0,4 g. Los resultados calculados son idénticos a los resultados de la ecuación MO. Los dos análisis en la Figura 7-14B muestran cálculo de la presión activa de la tierra para un caso con relleno
1. Configuración de la geometría del modelo, el perfil de las aguas subterráneas, y las propiedades de diseño del suelo. La cara interna de la pared, o el plano donde la
no homogénea. Figuras 7-15A y 7-15B muestran los análisis similares para una pared con pendiente de relleno.
presión de la tierra tiene que ser calculado, deben ser modeladas como una frontera libre.
2. Elija un método de análisis de estabilidad de taludes apropiado. método de Spencer generalmente da buenos resultados, ya que satisface el equilibrio de fuerzas y momentos.
7,5 dependiente de la altura sísmicos Diseño Coeficientes AASHTO actual modi fi caciones Diseño Puente LRFD utilizar la aceleración máxima del suelo en conjunto con el análisis de MO para calcular las presiones del terreno sísmicos para muros de contención. Excepto para las paredes MSE donde se utilizan factores de amplificación como una función de la aceleración máxima del suelo, en base a los estudios realizados por Segrestin y Bastick (1988), el enfoque actual no hace ajustes en aceleración del suelo asignado para altura de la pared. Capítulo 6 proporciona un enfoque fundamental para hacer estos ajustes basados en la dispersión de los análisis de suelos elásticos. Para con fi rmar que las recomendaciones del Capítulo 6 se aplican a situaciones en las que hay una diferencia de impedancia entre la fundación y fi LLS, y la posible influencia del comportamiento no lineal del suelo, se
Figura 7-13. La adopción de los pr ogramas de estabilidad de la pendiente para calcular la presión de la tierra sísmica (Chugh, 1995).
llevó a cabo un conjunto adicional de análisis. resultados
77
Figura 7-14A. análisis de calibración de diapositivas para volver horizontal fi ll (condiciones homogéneas del suelo).
de estos análisis se utilizan con los resultados de los análisis en el capítulo 6 para
detalle en el Apéndice G. El conjunto inicial de SHAKE análisis repetidos muchos
desarrollar recomendaciones para coe fi cientes de diseño sísmicos dependiente de la
de los parámetros evaluados originalmente por Segrestin y Bastick:
altura.
7.5.1 Evaluación de la impedancia de contrastes y el comportamiento del suelo
•
altura de la pared de 20 pies.
•
Tres velocidades diferentes diferentes ondas de corte para el suelo de soporte de la pared (820 pies / seg; 1200 pies / seg; y 3.300 pies / seg). módulo Idriss y de amortiguación frente a cizallamiento cizallamien to curvas de deformación para roca.
Para examinar los efectos de contrastes de impedancia y el comportamiento ento del suelo no lineal sobre los efectos de la altura, unidimensional onal SHAKE91 (1992) Se realizaron análisis y están documentados en
•
Compactado posterior llenar dentro de la pared con φ = 30 grados y el módulo de cizalladura máxima ( GRAMO ( GRAMO m ax) i gual a 70 ( σ '
metro) 0 .5.
los
78
Figura 7-14B. análisis de ca libración de diapositivas para volver horizontal fi ll (condiciones no homogéneas del suelo).
Seed y módulo Idriss y las curvas de amortiguación se utilizaron para representar los
evaluaciones de estabilidad ternas de la AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de puente. Gráficas
efectos de deformación por cizallamient cizallamiento. o.
que muestran estas comparaciones se proporcionan en el Apéndice G. Estos resultados
• Nueve movimientos del terreno consistentes con las discusiones en el capítulo 5, incluidos los dos utilizados por Segrestin y Bastick.
muestran amplificación amplificación fi en la parte superior de la pared, así como la aceleración media máxima a lo largo de la altura del muro, similar a los resultados de Segrestin y Bastick. Sin embargo, los últimos estudios se limitaron a altas paredes de 20 pies (6 metros).
Estos estudios fueron calibrados con éxito contra los estudios realizados por Segrestin y Bastick (1988) para las paredes de MSE, que forma la base para la pared MSE volver coeficientes sísmicos fi ll y ex
estudios paramétricos adicionales se llevaron a cabo posteriormente para evaluar los efectos de las alturas de pared, impedancia
79
Figura 7-15A. Los análisis de calibración de diapositivas para volver pendiente fi ll (condiciones del suelo homogéneos).
7.5.2 Resultados de contraste de impedancia y la no linealidad evaluaciones
contrasta, y aceleraciones niveles, utilizando los mismos modelos SHAKE:
•
Respuesta evaluó en alturas de pared de 20, 50, y 100 pies.
•
El módulo de cizalladura de baja tensión cambia a GRAMO max = 5 9 ( σ '
•
Los resultados de los estudios resumidos anteriormente y se describe en el Apéndice metro) 0.5
G generalmente siguen tendencias similares a los estudios de dispersión de la onda que
para corresponder a una densidad relativa de 75 por ciento, que fue juzgado para
se describen en el capítulo 6. Sin embargo, en base a un estudio de los resultados y para
ser más realista.
simplificar los resultados para el desarrollo de las especificaciones recomendadas y
Nueve movimientos de tierra utilizados como se ha indicado anteriormente.
comenta-
80
Figura 7-15B. Los análisis de calibración de diapositivas para volver pendiente fi ll (condiciones del suelo no homogéneas).
tarios de la AASHTO Especificaciones LRFD puente de diseño,
Curvas en la Figura 7-16 del Capítulo 6 son para ligeramente diferente equivalente β valores
el uso de una función lineal simple para describir la reducción en los coeficientes sísmicos
que los indicados para la aproximación simplificada. Estos valores son 1,7, 1,1, y 0,4 para
promedio dependiente de la altura, como se muestra en la figura 7-16, se recomienda. Las
UB, mediados de, y la respuesta espectral LB, respectivamente. Las diferencias en el β valores
comparaciones con las curvas resultantes de los estudios de dispersión dependiente de la
explicar la diferencia entre las ubicaciones de las líneas para las curvas del Capítulo 6 en
altura también se observan en la figura 7-16.
comparación con el simplificada funciones en línea recta.
81
Figura 7-16. Simpli fi cada factor de escala dependiente de la altura recomendada para el diseño.
cuando aceleraciones exceden la limitación de la aceleración de rendimiento de
Recomendaciones para coeficientes sísmicos para ser utilizados para las evaluaciones de presión tierra sobre la base de las funciones de línea recta simpli fi cados se muestra puede
equilibrio horizontal) fue presentado por Richards y olmos (1979). Sobre la base de
ser expresado por las ecuaciones siguientes:
este concepto (como se ilustra en la figura 7-17), olmos y Martin (1979) sugirió que ( 7-1 )
máxk
k Av = α
un diseño aceleración coeficiente de 0.5A en MO analiza sería adecuada para el diseño pseudo-estática límite de equilibrio, se hará proporcionado prima a una horizontal el desplazamiento de la pared de 10A (en pulgadas). El coeficiente de
dónde
diseño de aceleración (A) es la aceleración máxima del terreno en la base de la
k m ax = p ico sísmica coeficiente en la superficie del suelo = F PGA
cuña deslizante detrás de la pared en unidades gravitacionales (es decir, g). Este
PGA; y
concepto fue adoptado por la AASHTO en 1992, y se refleja en el siguiente párrafo
α = fi ll factor de reducción dependiente de la altura. Para C,
tomado del artículo 11.6.5 de la AASHTO 2007 modi fi caciones LRFD diseño de
D, y E fundaciones suelos
1 0 01. α =+
H [ ( 0 .5 β ) - 1 ]
puente. ( 7-2
dónde
H = l l fi altura en pies; y
) Cuando todas las siguientes condiciones se cumplen, las cargas laterales sísmicos pueden reducirse a lo dispuesto en el artículo C11.6.5, como resultado de movimiento de la pared lateral debido al deslizamiento, a partir de valores determinados
β = F v S 1 / k máx. Para la clase del sitio y las condiciones B de cimentación (es decir, condiciones de roca duras y blandas) los valores anteriores de α debe ser aumentado en un 20 por ciento. Para alturas de pared superior a 100 pies,
α coe fi cientes se puede suponer que el valor de 100 pies. Tenga en cuenta también, a efectos prácticos, las paredes de menos de decir 20 pies de altura y las condiciones del terreno muy firmes (B / C) fundaciones, k AV ≈ k m áx que ha sido el supuesto tradicional para el diseño.
El diseño basado en Desplazamiento 7,6 por gravedad, gravedad Semi, y Walls MSE El concepto de permitir que las paredes se deslice durante la carga terremoto y diseño basado en el desplazamiento (es decir, suponiendo un análisis bloque deslizante
Figura 7-17. Concepto de análisis de Newmark bloque deslizante (AASHTO,
Newmark para calcular desplazamientos
2007).
82 usando el Mononobe-Okabe método especificado en el Apéndice A11, el artículo
Los análisis de Newmark bloque deslizante. En efecto, esto representa un análisis
A11.1.1.1:
desacoplado de las deformaciones en contraposición a un análisis dinámico completamente
•
El sistema de pared y cualquier estructura de apoyo de la pared pueden tolerar el
acoplada de las deformaciones de la pared permanentes. Sin embargo, este enfoque se utiliza
movimiento lateral resultante de deslizamiento de la estructura.
comúnmente para la estabilidad del talud sísmica análisis, como se ha discutido en el capítulo 8.
•
La base de la pared está sin restricciones contra el deslizamiento, aparte de fricción del suelo a lo largo de su base y la resistencia pasiva mínima del suelo.
•
Si las funciones de pared de tope, la parte superior de la pared deben también estar sujetos, por ejemplo, la superestructura está soportado por cojinetes de deslizamiento.
La AASHTO existente modi fi caciones Diseño Puente LRFD utilizar una ecuación empírica basada en la aceleración máxima del terreno para calcular desplazamientos de pared para una aceleración rendimiento pared dado. Esta ecuación se deriva de estudios de un número limitado de aceleraciones de terremotos, y es de la forma:
El comentario de este artículo señala que, en general, la práctica típica entre los estados localizados en áreas de actividad sísmica es diseñar paredes para presiones sísmicas reducidas correspondientes a 2 a 4 pulgadas de desplazamiento. Sin embargo, la cantidad de deformación que es tolerable dependerá de la naturaleza de la pared y lo que da soporte, así como lo que está en frente de la pared.
re = 0 .087
2 ( V kgkk máx
)(
y
máx
)
-4
( 7-3
)
dónde k y = p roducir la aceleración;
k m ax = p ico ciente sísmico coef fi en la superficie del suelo;
V = v elocidad máxima de avance (pulgadas / seg), que es el Observaciones de la actuación de la gravedad en voladizo convencional muros de contención en terremotos pasados, y en particular durante el terremoto Hyogoken-Nambu (Kobe) en 1995, tienen identi fi ed signi inclinación fi no puede o rotación de las paredes, además de deformaciones horizontales, reflejando los fallos de capacidad de carga cíclicos de pared fundaciones durante la carga terremoto. Para
mismo que PGV analizados en este informe; y d = desplazamiento pared (pulgadas). Basado en un estudio de la base de datos de movimiento de tierra se describe en el Capítulo 5, se recomiendan las funciones de desplazamiento revisados para determinar el desplazamiento.
adaptarse a las deformaciones de la pared permanentes que implican modos de deslizamiento mixtos y rotacionales de fallo usando Newmark supuestos de fallo de
Para los sitios WUS y sitios de suelo CEUS (Ecuación 5-8)
bloque, es necesario formular ecuaciones acopladas más complejas de movimientos.
() =
1 .51 0- 74. Iniciar sesión ( kky
Iniciar re sesión -
-
ecuaciones acopladas de movimiento pueden ser necesarios para la evaluación de los
0 .80 Iniciar sesión
máx
sesión ( 1 - kk ) + 3 .27Iniciar y
mamá xx
)
mamá xx
)
( k máx ) + 1 .59 Iniciar sesión ( PGV )
muros de contención existentes. Sin embargo, desde el punto de vista de los criterios de rendimiento para el diseño sísmico de nuevos muros de contención convencionales, el enfoque de diseño preferido es el de limitar la inclinación o un modo de fallo de rotación, en la medida posible, asegurando proporciones adecuadas de capacidad para la demanda
Para los sitios de CEUS roca (Ecuación 5-6)
() =
1 .31 0- 93. Iniciar sesión ( kky
Iniciar re sesión -
terremoto (es decir, relaciones / D) para fallos de capacidad de soporte de fundación y para
-
0 .46 Iniciar sesión
máx
)+
4 .52 Iniciar sesión ( 1
- kk y
Iniciar sesión ( PGV ) ( k máx ) + 1 .12
colocar el foco de diseño en criterios de rendimiento que aseguran los desplazamientos de deslizamiento aceptables alta C (que es menor relaciones C / D con relación al cojinete o vuelco). Para los materiales de cimentación más débiles, este requisito fracaso de rotación puede resultar en el uso de la pila o el muelle fundaciones, donde las cargas sísmicas laterales sería más grande que los de una pared de deslizamiento.
dónde k max = p ico ciente sísmico coef fi en la superficie del suelo; y PGV = velocidad de tierra pico obtenido a partir del diseño aceleración espectral a 1 segundo y se ajustó para la clase de sitio local (es decir, F v S 1) c omo se describe en el Capítulo 5.
Gran parte de la literatura reciente sobre el análisis sísmico muro de contención convencional, incluyendo los códigos europeos de la práctica, se centran en el uso de métodos de análisis de Newmark deslizante bloque. Para las paredes cortas (menos de
Las ecuaciones de desplazamiento anteriores representan valores medios y pueden multiplicarse por 2 para obtener un nivel de confianza con fi 84 por ciento. Una comparación con la presente ecuación AASHTO se muestra en la figura 7-18.
20 pies de alto), el concepto de un zona de fallo activa de nuevo fi ll deformación como un bloque rígido es razonable, como se discute en el párrafo anterior. Sin embargo, para las paredes superiores, la respuesta dinámica del suelo en la zona de fallo conduce a aceleraciones no uniformes con la altura y niega el supuesto rígido-bloque.
7.7 Gravedad Convencional y semi-Gravedad paredes- recomendados método de diseño para la estabilidad externa
Para alturas de pared superior a 20 pies, se recomienda el uso de coeficientes sísmicos heightdependent para determinar coeficientes sísmicos
Basado en material presentado en los párrafos anteriores, la metodología de
medias máximas para las zonas de fallo activos, y puede ser utilizado para
diseño recomendado para muros de gravedad y semi-gravedad convencionales
determinar k máx para su uso en
se resume en los siguientes pasos:
83
Figura 7-18. Comparación entre todos excepto CEUS-Rock y AASHTO correlaciones para PGV 30 k máx.
1. Establecer un diseño inicial de pared con el AASHTO LRFD
11. Determinar la conducción horizontal y fuerzas de resistencia como una función de k
modi fi caciones Diseño Puente para la carga estática, utilizando los factores de
(utilizando hojas de cálculo) y la trama como una función de k como se muestra en
carga y resistencia adecuadas. Esto establece dimensiones de la pared y pesos.
la figura 7-20b. Los valores de k y se corresponde con el punto en el que las dos fuerzas son iguales, es decir, la capacidad a la demanda relación contra el
2. Estimar el coeficiente máximo sitio de aceleración del suelo ( k m ax) y la
deslizamiento es igual a 1,0.
aceleración espectral en 1 segundo (S 1) desde el 1000 años los riesgos sísmicos mapas adoptadas por la AASHTO (incluyendo factores de modificación del suelo sitio apropiado).
3. Determinar el PGV correspondiente de la ecuación de correlación entre S 1 y PGV (Ecuación 5-11, Capítulo 5). 4. Modificar k máx para tener en cuenta los efectos de la altura de la pared como se describe
en la figura 7-16 de la Sección 7.5. 5. Evaluar el uso potencial de la ecuación de MO para determinar PAG AE ( F igura 7-10)
12. Determinar el deslizamiento de la pared de desplazamiento ( re) b asado en el
relación entre d, k a / a k m ax, k m ax, y PGV describe en la Sección 7.6. 13. Compruebe el rodamiento presiones y vuelco criterios para confirmar que las cargas sísmicas cumplen con los criterios de rendimiento para la carga sísmica (posiblemente máxima presión de apoyo vertical de menos de último y el vuelco factor de seguridad mayor que 1,0).
como se discute en la Sección 7.2, teniendo en cuenta las propiedades de corte de pendiente y de la geometría y el valor de k m áx desde el paso 3.
14. Si no se cumplen paso 13 criterios, ajuste dimensiones equilibrio y repita los pasos 6-12 según sea necesario.
6. Si PAG AE no puede ser determinado usando la ecuación de MO, utilice un análisis de estabilidad de la pendiente límite de equilibrio (como se describe en la
15. Si el paso 13 criterios son satis fi ed, evaluar la aceptabilidad de los desplazamientos de deslizamiento ( re).
Sección 7.4) para establecer PAG AE. 7. Comprobar que las presiones que soporta la pared y criterios de vuelco de la demanda de carga sísmica máxima para satisfacer los criterios de rendimiento. Si se cumplen los criterios, comprobar el potencial de deslizamiento. Si se cumplen todos los criterios, el diseño estático es satisfactoria. Si no es así, vaya al paso 8.
8. Determinar el rendimiento pared sísmica coeficiente ( k y) dónde la pared se inicia el deslizamiento. 9. Con referencia a la figura 7-19, ya que tanto las fuerzas impulsoras [ PAG AE ( k), kW s, kW w] y fuerzas de resistencia [ S r ( k) y PAG EDUCACIÓN FÍSICA( k)]
son una función de la sísmica coeficiente, la determinación de k y para limitar el equilibrio (capacidad a la demanda = factor de seguridad = 1,0) requiere un procedimiento interactivo, mediante los pasos siguientes:
10. Determinar los valores de PAG AE como una función de la co- sísmica e fi ciente k (
Figura 7-19. diagrama de fuerza sísmica en muro de contención.
84 estructuras han experimentado pequeñas deformaciones permanentes tales como saltones de la cara y el agrietamiento detrás de la estructura, pero se ha producido sin colapso. Un resumen de los resultados de campo sísmica se muestra en la Tabla 7-1. La ductilidad y fl inherente flexibilidad de tales estructuras combinadas con el conservadurismo de los procedimientos de diseño estáticos se cita a menudo como una razón para el rendimiento satisfactorio. Sin embargo, como Bathurst et al. (2002) nota, se necesitan herramientas de diseño sísmico para optimizar el diseño de estas estructuras en entornos sísmicos. Figura 7-20. pasos del procedimiento de diseño.
En las siguientes secciones, se describen los métodos actuales de diseño AASHTO para la estabilidad externa e interna, y recomendaciones para De ejemplos de diseño y el reconocimiento de que los diseños estáticos tienen inherentemente altos factores de seguridad, una recomendación a eliminan el paso 7 y
modificaciones, incluyendo un breve comentario de las cuestiones de diseño pendientes, se hacen.
sustituirla por una cláusula simple de reducir la sísmica coeficiente de paso 6 en un factor de 50 por ciento (como en el pliego de AASHTO normas vigentes) parece realista. Este es particularmente el caso ya que la nueva función de desplazamiento da valores fi cativamente signi menos de las presentes cationes fi AASHTO caciones.
7.8.2 Paredes-Diseño MSE Método para la estabilidad externa El método actual de diseño AASHTO para la estabilidad externa sísmica se describe en el artículo 11.10.7.1 en la Sección 11 del pliego de condiciones, y se
7.8 MSE paredes recomendados Métodos Diseño Los cationes actuales fi AASHTO caciones para paredes de MSE en gran medida se basan en métodos de estabilidad seudo-estática utilizando la ecuación de la presión activa de
ilustra en la figura 7-21. El método evalúa la estabilidad de la pared MSE deslizamiento bajo cargas estáticas y terremoto combinados. Para pared carga de inercia y las evaluaciones de presión activa de la tierra MO, el método AASHTO adopta las recomendaciones (1988) Segrestin y Bastick, donde la aceleración máxima viene dada por:
la tierra sísmica MO. En este enfoque componentes de presión dinámica tierra se añaden a los componentes estáticos para evaluar la estabilidad de deslizamiento externo o para determinar la longitud reforzado para evitar el fallo de extracción en el caso de la estabilidad
UNm =
( 1 .45 -
Automóvil club británico )
( 7-4
)
interna. Aceleraciones utilizados para los análisis y los conceptos utilizados para la distribución de la tensión de tracción en tiras de refuerzo han sido ampliamente influida por análisis numéricos realizados por Segrestin y Bastick (1988), como se describe en el Apéndice H. (A copia del documento Segrestin y Bastick se incluyen en la anterior borradores del informe NCHRP Proyecto 12-70. Sin embargo, las restricciones de derechos de autor impidieron que incluye una copia del documento en este informe final).
dónde UN es el pico aceleración del suelo coeficiente. Sin embargo, como se discute en el Apéndice H, la ecuación anterior es conservador para la mayoría de las condiciones del sitio, y se recomienda la pared heightdependent promedio fi coeficiente sísmico discutido en la figura 7-16 en la Sección 7.5 para ambos gravedad y diseño de la pared MSE.
Una anchura de base reducida de 0,5 H se utiliza para calcular la masa del muro de contención MSE utilizado para determinar la carga de inercia de la pared PAG IR en el
7.8.1 Metodología de diseño actual En los últimos 15 años desde la adopción del enfoque de diseño AASHTO,
método AASHTO (Ecuación 11.10.7.1-3). La razón aparente para este se refiere a una diferencia de fase de potencial entre el MO actuando detrás de la pared y la carga
numerosas publicaciones sobre metodologías de diseño sísmico para muros MSE han
inercial pared de presión activo. Segrestin y Bastick (1988) recomiendan 60 por ciento
aparecido en la literatura. Publicaciones han descrito pseudo-estático, limitar métodos de
de la pared masa compatible con AASHTO, mientras que la práctica japonesa es
equilibrio, métodos numéricos utilizando análisis dinámicos, y resultados de pruebas
utilizar el 100 por ciento de la masa. Un estudio de los datos de ensayo de
modelo utilizando centrífuga y se sacuden las pruebas de mesa. Un resumen completo
centrifugación no muestra evidencia de una diferencia de fase. Para ser coherente con
de gran parte de esta literatura fue publicado por Bathurst et al. (2002). Está claro a
la discusión anterior en las paredes nongravity en voladizo, efectos de altura, y los
partir de la revisión de esta literatura que consenso sobre un nuevo enfoque de diseño
métodos de equilibrio límite de análisis, la masa total de la pared se debe utilizar para
robusto adecuados para un diseño revisado especí fi cación tiene todavía a la superficie
calcular la carga de inercia.
debido a la complejidad de los problemas y necesidades de investigación en curso.
la AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD para muros de MSE separar el
En los últimos años, las observaciones de pistas de geosintéticos y paredes
componente dinámico sísmica de la fuerza detrás de la pared en lugar de utilizar una
durante los terremotos han indicado que este tipo de estructuras se comportan
fuerza activa total PAG AE como se discute en la Sección 7.4. Suponiendo un factor de
bien durante los eventos sísmicos. los
carga de 1,0, la
85 Tabla 7-1. Resumen de sísmica rendimiento de campo de las estructuras de suelo reforzado (Nova-Roessig, 1999).
1 Tierra Armada Co., 1990, 1991, 1994; 2 Collin et al., 1992; 3 Eliahu y Watt, 1991; 4 Stewart et al., 1994; 5 Sandri, 1994; 6 Sitar, 1995; 7 Tatsuoka et al., 1996; 8 Ling et al., 1997; 9 Ling et al., 1989; 10 Ling et al., 2001
siguiente ecuación (Ecuación 11.10.7.1-2) se utiliza para definir la componente dinámica sísmica de la fuerza activa: = 0 375 PAG . AE
γ AH Sra
2
( 7-5
)
dónde γ s = u nidad de peso del suelo; y
H = a ltura de la pared. El uso del símbolo PAG AE es confuso, ya que el incremento dinámico sísmica se define generalmente como Δ PAG AE. C onsiderando que no es inmediatamente evidente cómo esta ecuación se deriva, se
se supone que se hizo uso de la aproximación para K AE sugerido por Seed y Whitman (1970), a saber: K
AE
= +K 0UN75 .
k h
dónde
K A = p resión estática activo coeficiente; y K = AE t otal del terremoto coeficiente. Por lo tanto utilizando la terminología AASHTO, Δ PAG A E = ( 0 .75 UN metro) × 0.5 γ s H 2 = 0,375 UN metro γ s H 2
( 7-6
)
86
Figura 7-21. estabilidad externa sísmica de una pared MSE (AASHTO, 2007).
Tenga en cuenta que la Semilla y Whitman (1970) enfoque simplificado fue
enfoque reco- para muros de MSE es un procedimiento de diseño similar a la de la
desarrollado para su uso en condiciones de nivel de tierra. Si la semilla y la
gravedad y las paredes semi-gravedad (Sección 7.6), donde se utiliza una fuerza total
simplificación Whitman fue, de hecho, utilizado para desarrollar la ecuación (7-6),
terremoto activo para el deslizamiento evaluaciones de estabilidad.
entonces es fundamentalmente apropiada sólo para condiciones de terreno a nivel y puede subestimar presión de tierras sísmicas donde se produce una pendiente por encima del muro de contención.
También se observa que la AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD sugerir la realización de un análisis de la deformación lateral detallada utilizando el método de Newmark o modelado numérico si la aceleración tierra excede 0,29 g. Sin embargo, como se discutió
Para la estabilidad externa, sólo el 50 por ciento de este último incremento de la fuerza
para la gravedad y semi-gravedad paredes, debido a las inherentemente altos factores de
se añade a la fuerza activa estática, reflejando de nuevo ya sea una diferencia de fase con
seguridad utilizados para el diseño de carga estática, en la mayoría de los casos producir
cargas de pared de inercia o que refleja una reducción del 50 por ciento permitiendo
sísmicos coeficientes es probable que sean lo suficientemente alta para minimizar los posibles
potencial deformación como se sugiere para las paredes en voladizo. En lugar de lo
desplazamientos de bloques deslizantes.
anterior, la reco-
87
7.8.3 Paredes-MSE Diseño Método de Estabilidad Interna
Se recomienda concepto promedio depende de pared altura coeficiente sísmico discute en la Sección 7.5. En el método AASHTO, la fuerza de inercia total se distribuye a los refuerzos en
El método actual de diseño AASHTO para la estabilidad interna sísmica se describe en el artículo 11.10.7.2 de la sección 11 de las Especificaciones AASHTO, y se ilustra en la figura 7-22. El método supone que las fuerzas de inercia internos que generan cargas de tracción adicionales en refuerzos acto en
proporción a sus longitudes resistentes eficaces L ei como se muestra en la figura 7-22. Este enfoque sigue la modelización de elementos finitos realizado por Segrestin y Bastick (1988), y conduce a fuerzas de tracción mayores en capas de refuerzo inferiores. Esta es la tendencia opuesta a la carga sísmica incrementales
una zona de presión activo supone que ser el mismo para el caso de carga
utilizado por AASHTO para las evaluaciones de la estabilidad externa en base a la
estática. Una zona bilineal se define para refuerzos inextensibles tales como tiras
ecuación de MO. En el caso de la evaluación de la estabilidad interna, Vrymoed
metálicas y una zona lineal para las tiras extensibles. Considerando que se
(1989) utiliza un enfoque de área tributaria que asume la carga de inercia que lleva
puede prever razonablemente que estas zonas activas se extenderían hacia el
cada capa de refuerzo aumenta linealmente con la altura sobre el dedo del pie de la
exterior para los casos sísmicos, como para los análisis de MO, modelos
pared para las capas de refuerzo equidistantes. Un enfoque similar fue usado por
numéricos y centrifugar indican que el refuerzo restringe tales movimientos hacia
Ling et al. análisis (1997) en equilibrio límite. Este concepto sugiere que podrían ser
fuera, y sólo se observan cambios relativamente pequeños en la ubicación.
necesarias longitudes más largas de refuerzo en la parte superior de las paredes con el aumento de los niveles de aceleración, y el enfoque AASHTO podría ser poco conservador. En vista de esta incertidumbre en la distribución que ha sido ampliamente discutido en la literatura, un compromiso sugerido es distribuir la fuerza
metro
La fuerza de inercia interno en el método AASHTO se calcula utilizando la aceleración UN
de inercia de manera uniforme dentro del refuerzo. En esencia, esto representa un
define en la Sección 7.8.2 para el caso la estabilidad externa. Como se discutió
promedio de la carga de tracción
previamente, la ecuación de aceleración utilizado para las evaluaciones de la estabilidad externa es demasiado conservador para la mayoría de las condiciones del lugar, y el uso de la
Figura 7-22. estabilidad interna sísmica de una pared MSE (AASHTO, 2007).
88
distribución del enfoque AASHTO existente con que determina usando el área tributaria de tiras en la zona activa de inercia.
Los métodos van desde el ordenador FLAC más complejo analiza a métodos simplificados basados en equilibrio límite y bloque deslizante Newmark análisis. Bathurst et al. (2002) resume varios de estos métodos. También se describen
Un programa de computadora MSEW (ADAMA, 2005) ha sido desarrollado y está
métodos basados en equilibrio límite y Newmark métodos bloque deslizante,
disponible en el mercado para diseñar muros MSE utilizando la corriente AASHTO Especificaciones por ejemplo, por Ling et al. (1997) y Paulsen y K ramer (2004). Las LRFD Puente de diseño. Una aplicación del programa para diseñar una pared
comparaciones se hacen en los dos últimos papeles con centrifugadora y
representativo se proporciona en el Apéndice I, donde el diseño mayor esfuerzo
temblorosas resultados de la prueba de mesa, con cierto grado de éxito. Sin
admisible (ASD) especificaciones se comparan con las especificaciones LRFD. Un
embargo, la aplicación explícita de estos métodos basados en el rendimiento
coeficiente sísmico modesta de 0,1 se utiliza para el diseño. se necesitan tiras
de la AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD en el momento actual es
Ligeramente más largo de refuerzo para el diseño LRFD, y la carga sísmica no influye
prematuro.
en el diseño. Las recomendaciones sugeridas para modificar el procedimiento de diseño sísmico (coeficientes de aceleración y distribución de la carga de tracción) no se pueden incorporar directamente en el programa, pero los cambios en el código fuente se podrían hacer con poco esfuerzo, y el impacto del diseño de los cambios examinados mediante el estudio de varios ejemplos .
7.9 Otros Tipos de paredes Otros tres tipos de pared se consideraron durante este proyecto: (1) paredes nongravity en voladizo, (2) anclada paredes, y (3) paredes de uñas suelo. El tratamiento de estas paredes ha sido menos detallado que se describe anteriormente para semi-gravedad y paredes MSE. Parte de este esfuerzo reducido se relaciona
El plan de trabajo en el Capítulo 4 identi fi cado una metodología que implica la
con las características comunes de la voladizo nongravity, anclado, y paredes de
aplicación de los programas de equilibrio límite para evaluar la estabilidad interna de
uñas de suelo a las paredes que se evaluaron. Los apartados siguientes
las paredes de MSE. En particular, los programas de ordenador, tobogán y Ressa
proporcionan un resumen del enfoque recomendado para este tipo de pared.
(versión 2), iban a ser utilizados para llevar a cabo estudios detallados. Después de realizar una evaluación limitada de ambos programas, las siguientes preocupaciones se observaron en relación con su aplicación a la AASHTO Puente LRFD Diseño Especi fi caciones:
7.9.1 Paredes Nongravity cantilever Estas paredes incluyen paredes de tablestaca, pila soldado y paredes rezagados (sin
1. Dado que las metodologías de diseño estáticas y sísmicas deben ser deseablemente
anclas), y paredes secante / pila tangente. Cada una de estas paredes es similar en el
un poco consistente, la adopción de este tipo de programas para diseño sísmico
sentido de que derivan su resistencia a la carga de la capacidad estructural de la pared
significa que un enfoque similar se debe utilizar para el diseño estático. Esto
situada por debajo de la superficie del suelo. Las alturas de estas paredes se extienden
requeriría una importante revisión de la metodología de diseño LRFD estática
típicamente desde unos pocos pies hasta un máximo de 20 a 30 pies. Más allá de esta altura,
AASHTO.
por lo general es necesario el uso de anclas para complementar la capacidad de rigidez del
2. Considerando que el uso de Ressa (versión 2) para los análisis estáticos ha sido comparada con éxito a análisis por FLAC Leshchinsky y Han (2004), las
sistema de pared. La profundidad de la pared de debajo de la profundidad de excavación es generalmente de 1,5 a 2 veces la altura de la cara de la pared expuesta.
comparaciones similares no han sido identificados por problemas de carga sísmica. Tales comparaciones proporcionar más con fi anza en el uso de un programa de equilibrio límite para simular la mecánica de la carga. En particular, la principal preocupación es la distribución de fuerzas laterales sísmicos para tiras de refuerzo a partir de los análisis del equilibrio límite. Sería de valor si en las pruebas de centrífuga de futuros, por ejemplo, tiras podrían ser instrumentados para medir cargas durante la carga sísmica.
7.9.1.1 Consideraciones de diseño sísmico El enfoque convencional para el diseño sísmico de estas paredes es utilizar las ecuaciones MO. Artículo C11.8.6 de la AASHTO LRFD Puente Especificaciones de Diseño indica que un coeficiente sísmico de k h = 0.5 UN se va a utilizar y que las fuerzas inerciales de pared pueden ser ignorados. En este contexto UN es la aceleración pico para el sitio basado en el mapa de riesgo
En vista de las estas preocupaciones, la adopción de equilibrio límite analiza
AASHTO y la fi cación sitio de clasificación. El uso del factor de 0,5 implica que la
actualmente no se recomienda para el MSE análisis de la estabilidad interna,
pared es capaz de moverse, aunque esto no se indica explícitamente. Como se
aunque se justifica la investigación futura sobre su aplicación potencial.
discutió en las secciones anteriores, el desarrollo original del factor de 0.5 supone que la pared se podía mover 10 UN ( e n pulgadas), que podría ser de varias
enfoques de diseño de deformación no se identifican para la estabilidad interna en el pliego de AASHTO caciones. Tales métodos son complejos ya que implican deslizante rendimiento de tiras de refuerzo o posible estiramiento en el caso de las redes de geosintéticos o geotextiles.
pulgadas o más y que a menudo sería una condición inaceptable para esta clase de paredes.
89 La mayoría de las paredes nongravity en voladizo son flexibles y por lo tanto el
Una diferencia importante para esta clase de paredes en relación con muros de
enfoque habitual diseño estático es asumir que la presión activa de la tierra
gravedad y las paredes de MSE es que la capacidad de la pared depende de la presión
condiciones se desarrollan. La cantidad de movimiento también será su fi ciente
pasiva en la cara de la unidad estructural: o bien la pila de hoja o la pila de soldado.
para justificar el uso de la ecuación de MO para la estimación de presión de tierras
Para la carga estática, la presión pasiva por lo general se estima a partir de tablas,
activos sísmicos. Sin embargo, en lugar del factor 0,5 actualmente da en las
como se muestra en el artículo 3.11.5.4 de la AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de
Especificaciones AASHTO, se sugiere que se utilicen los factores de dispersión de
puente. Para pilotes soldado la anchura efectiva del elemento estructural por debajo de
onda descritos en la Sección 7.5 de este capítulo. Para las paredes típicas
la base de la pared se supone que es de 1 a 3 diámetros de pelo para tener en cuenta
nongravity en voladizo, que tienen una altura de 25 pies o menos, esto significa que
la forma de cuña forma de reacción del suelo. Los varios pies superiores del suelo
el factor será intervalo de 0,8 a 0.9 en lugar de 0.5.
también se suelen descuidarse para el cálculo del empuje pasivo estático. Esto se hace para dar cuenta de futuras excavaciones temporales que podrían ocurrir. En vista de la baja probabilidad de que la excavación se producen en el momento del sismo de
La decisión de utilizar el 0,5 factor de momento dado en AASHTO dependerá de la
diseño, este enfoque puede ser descuidada para los casos de carga sísmica.
cantidad de movimiento permanente de la pared en voladizo nongravity que es aceptable durante el evento sísmico diseño. Si el diseñador estructural revisa el diseño y está de acuerdo en que los movimientos de la pared permanentes promedio de 1 a 2 pulgadas en el nivel de excavación son aceptables, el coeficiente sísmico utilizado para
Bajo carga sísmica una reducción en la presión pasiva sísmica se produce. Esta
el diseño (después de la reducción de los efectos de dispersión) se puede reducir
reducción se puede estimar usando la ecuación MO para presiones pasivas
adicionalmente por un factor de hasta 0,5 .
(Ecuación A11.1.1.1-4). Sin embargo, como se señaló anteriormente en este capítulo, la ecuación de MO para presiones de tierra pasiva se basa en un suelo
La aceptabilidad del factor de 0.5 se basa en varias consideraciones:
granular y la teoría fracaso Coulomb. Diversos estudios han demostrado que la teoría de Coulomb puede ser poco conservador en ciertas situaciones. La ecuación MO tampoco incluye las contribuciones de cualquier contenido de cohesión al suelo.
•
Esfuerzos admisibles dentro de la pared no se sobrepasen durante el terremoto
Al igual que en la discusión previa para presiones activas, los efectos de la cohesión
y después del terremoto, ya que no es probable que sea al menos 1 a 2
de la presión pasiva de la tierra se han encontrado para ser significativa.
pulgadas de movimiento de la pared permanente a nivel de excavación.
•
condiciones meteorológicas en el sitio permitirá varias pulgadas de movimiento
Como alternativa a la ecuación de presión pasiva MO, la presión pasiva de la
hacia fuera a desarrollar. Si pavimentos, aceras, o barreras de protección evitan
tierra sísmica se puede estimar usando las tablas de las figuras 7-23 a 25. Estos
el movimiento hacia el exterior de 1 a 2 pulgadas, entonces no parecería la
gráficos muestran la relación entre K EDUCACIÓN FÍSICA y k h como una función de la
reducción de 0,5 para ser apropiado.
cohesión del suelo normalizado. Los gráficos fueron desarrollados usando procedimientos espiral de registro, siguiendo la metodología publicada por
•
La estética de la pared después de movimiento permanente son aceptables. A
Shamsabadi et al. (2007). La fricción de interfaz para estos gráficos es 0,67 φ. Procedimientos
menudo habrá algo de rotación con el movimiento en la línea de excavación,
descritos por Shamsabadi et al. puede ser utilizado para estimar el coeficiente pasiva
dando como resultado una pared que se inclina hacia el exterior. Esta pared
sísmica para otras condiciones de interfaz.
puede ser estructuralmente aceptable pero puede resultar en preguntas si la fi ll se caiga.
•
deformación significativa se requiere para movilizar la presión pasiva, y por lo
Movimiento en el nivel de excavación o en la parte superior de la pared, lo que
tanto, para el diseño estático, la presión pasiva resultante coeficiente se reduce a
probablemente será de al menos 1 a 2 varias pulgadas debido a la rotación, no dañe
menudo por una cierta cantidad para controlar deformaciones. Para la carga
utilidades u otras infraestructuras situadas por encima o por debajo de la pared.
estática, la reducción es usualmente 1,5 a 2. En ausencia de estudios específicos que muestran lo contrario, este misma reducción puede ser apropiado para el caso de carga sísmica en un análisis de equilibrio límite, para limitar la
Otra consideración importante es las características del suelo estando soportados. paredes voladizo Nongravity se construyen normalmente mediante un método de
deformación de la voladizo nongravity. Este enfoque sería tomada si utilizando los programas informáticos SPW 911 o SWALSHT.
arriba hacia abajo, donde está instalado el sistema de soporte estructural (es decir, la pila de lámina o pila soldado) y luego la tierra se excava desde el frente de los miembros estructurales. En muchos casos, el suelo natural detrás de la pared tendrá
Alternativamente, un método numérico, tal como seguida, en el programa de
algún contenido cohesivo. Como se discute en la Sección 7.3, la presión activa de la
ordenador PY PARED (EnSoft, 2005) de forma explícita puede dar cuenta para el
tierra puede reducirse significativamente si el suelo tiene un componente cohesivo. Si
desplazamiento a través de la utilización de muelles PY. Programas tales como L-PILA
exploraciones del sitio pueden con fi rmar que existe este componente cohesiva,
y COM624 también pueden ser utilizados para hacer estos análisis, a pesar de la
entonces tiene sentido que el método de diseño da cuenta de este efecto.
consideración apropiada necesita ser dado al desarrollo de las curvas py. Estos programas no son creadas específicamente para evaluar la respuesta sísmica
90
Figura 7-23. Seismic empuje pasivo coeficiente basado en el
La figura 7-24. Seismic presión de la tierra coeficiente pasiva basado en el
procedimiento espiral log (c
procedimiento espiral log (cont.) (C suelo cohesión,
cohesión del suelo,
suelo peso total de la unidad, y H es la altura).
suelo peso total de la unidad, y H es la altura).
pero puede ser utilizado para evaluar el rendimiento sísmica mediante la introducción de las presiones del suelo apropiadas y reacciones consistentes con las esperadas para ocurrir durante un evento sísmico. Apéndice K describe un estudio que fue parte de la 12-70 Proyecto NCHRP que muestra el uso del enfoque general viga-columna para evaluar muros de contención en voladizo nongravity bajo carga sísmica. Se incluyen dentro de la discusión Apéndice K son recomendaciones sobre p-e y multiplicadores para desarrollar curvas py para continua (tablestacas) muros de contención.
7.9.1.2 Metodología de diseño sísmico El siguiente enfoque se sugiere para el diseño de las paredes nongravity voladizos: 1. Realizar diseño estático después de la AASHTO Puente LRFD Diseñar especi fi caciones.
2. Establecer el pico ciente sitio suelo aceleración coe fi ( k max) y la aceleración espectral S 1 en 1 segundo a partir de los mapas de 1000 años adoptado por AASHTO (incluyendo factores Modificación del suelo sitio apropiado).
3. Determinar el PGV correspondiente a partir de ecuaciones de correlación entre S PGV (proporcionado en el Capítulo 5). 4. Modificar k máx para tener en cuenta los efectos de pared de altura como de-
trazada en la Sección 7.6. Incluir el componente de cohesión como
1
y La figura 7-25. Seismic presión de la tierra coeficiente pasiva basado en el procedimiento espiral log (cont.) (C suelo cohesión, suelo peso total de la unidad, y H es la altura).
91 apropiado. Aplicar un factor de 0,5 para el coeficiente sísmico resultante si 1 a 2
orientación fi c ci en la longitud mínima de los anclajes de la figura
pulgadas de movimiento permanente media pueden ser aceptados y las
11.9.1-1.
condiciones son tales que van a desarrollar. De lo contrario usar la k máx sin más Uno de los factores clave para la pared anclado es que cada anclaje es de
reducción.
5. presiones de pared Compute usando la ecuación MO para la presión activa,
carga probado durante el proceso de construcción. La prueba de carga se utiliza
los gráficos de las figuras 7-11 y 7-12, o el método de equilibrio límite
para confirmar que el ancla se reunirá con los requisitos de carga a largo plazo. La
generalizada. Estimar presión de la tierra para la carga pasiva utilizando
prueba incluye típicamente la aplicación de 1,5 a 2 veces el diseño (de trabajo) de
gráficos en la Figura 7-25 o la metodología publicada por Shamsabadi et al.
carga y el seguimiento de la fluencia del anclaje. Existen criterios bien definidos
(2007).
para determinar la aceptabilidad del anclaje durante la prueba o pruebas de
No utilice la ecuación de M O para la presión pasiva.
rendimiento.
6. Evaluar requisitos estructurales utilizando un paquete de software adecuado o mediante el uso de métodos manuales (por ejemplo, para estabilización de tierras libre). Confirman que los desplazamientos son su fi cientes para desarrollar un estado de presión activa.
7.9.2.1 Consideraciones de diseño sísmico la AASHTO LRFD Puente Especificaciones de Diseño proporcionar
7. Comprobar la estabilidad global bajo carga sísmica utilizando un programa de equilibrio límite, como corredera con el coeficiente sísmico modi fi cado para los efectos de la
orientación limitada para el diseño sísmico de muros anclados. El artículo 11.9.6
altura. Suponga que la superficie crítica pasa por debajo del elemento estructural. Si
indica que “se aplicará lo dispuesto en el Artículo 11.8.6.” El artículo trata
la capacidad a la demanda relación (es decir, factor de seguridad) es inferior a 1,0,
referenciados con paredes nongravity en voladizo, y, básicamente, establece
desplazamientos estimación.
que las ecuaciones MO se deben utilizar con el coe fi ciente sísmico k h = 0 .5A. Varios otros métodos también han sido recomendados para el diseño sísmico de muros anclados:
El enfoque de equilibrio límite generalizada se puede utilizar cuando las condiciones del suelo, sísmica coeficiente u orden de geometría. En este análisis de las contribuciones de los elementos estructurales necesitan ser incluidos en la evaluación de
•
El informe de la FHWA Ingeniería Sísmica geotécnica
la estabilidad. Los programas tales como D IAPOSITIVA permitir la incorporación del
(FHWA, 1998a) presenta un enfoque para paredes ancladas con una sola de
elemento estructural a través del uso de una reacción equivalente en el caso de la
hombre muerto. Este método sugiere el uso de las ecuaciones de MO para
reacción de los miembros individuales se “manchado” para obtener una representación
estimar las presiones activas y pasivas sísmicos. El método de diseño
bidimensional equivalente.
recomienda que los anclajes se encuentran detrás de la superficie de falla potencial activo. Esta superficie de falla es atter fl que la utilizada para el análisis de estabilidad estática.
7.9.2 muros anclados
•
Un documento más reciente FHWA Las anclas de tierra y sistemas anclados ( FHWA,
La siguiente clase de paredes es esencialmente el mismo que las paredes nongravity en
1999) proporciona los debates sobre la estabilidad interna utilizando la teoría de
voladizo; sin embargo, los anclajes se utilizan para proporcionar apoyo adicional a las paredes.
pseudo-estática y la estabilidad externa. Una vez más el enfoque es utilizar las
Típicamente, los anclajes se instalan cuando la altura de la pared es superior a 20 pies, o
ecuaciones MO. El documento señala que,
incluso a veces a menos altura si un backslope empinada se produce por encima de la pared o la pared soporta cargas pesadas de una estructura. La altura de las paredes ancladas puede exceder de 100 pies.
uso de un sísmica coeficiente de entre la mitad y dos tercios del pico de aceleración del suelo horizontal dividido por gravedad aparecería para proporcionar un diseño de la pared que va a limitar deformaciones en el sismo de
La pared anclado se puede utilizar en cualquiera de las condiciones fi ll cortar o.
diseño para pequeños valores aceptables para las instalaciones de autopista. El empuje activo sísmica se asume para ser distribuido uniformemente sobre la altura
•
Para las condiciones de ll fi la reacción se suele realizar por un anclaje de hombre muerto.
de la pared.
Este tipo de pared está generalmente limitada para usar en instalaciones portuarias, donde se utiliza una sola ancla de hombre muerto para aumentar la capacidad de la pared.
•
- Para el enlace lechada tendón, considerado un elemento frágil del sistema,
Mientras que de hombre muerto puede ser utilizado para la construcción de carreteras, en
el informe sugiere utilizar el PGA sitio ajustados sin reducciones en las
particular para bene fi retro, otros tipos de pared, tales como paredes de MSE o en
ecuaciones de MO para obtener un pico de fuerza y que un factor de
voladizo semi-gravedad, son por lo general más rentable para las nuevas paredes.
seguridad contra rotura frágil ser 1,1 o mayor.
Para lugares talud de corte, la pared utiliza uno o más lechada anclajes para
- Para los elementos dúctiles (por ejemplo, los tendones, tablestacas, y
desarrollar la capacidad adicional. Las anclas se instalan normalmente en el
pilas soldado) el coeficiente sísmico en el método MO es 0,5 veces la
espaciado de aproximadamente 10 pies vertical; espaciado horizontal de las pilas
PGA sitio ajustados. TheNewmark método se utiliza como base de esta
soldado es a menudo 8 a 10 pies. AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD proporcionar
recomendación. Por esta condición, el factor de seguridad debe ser 1.1 o
espe-
mayor.
92 Una revisión global sobre la estabilidad también se recomienda. Al igual
fi ciente parece justificado. Si esta reducción es, sin embargo, aceptado, la consideración
que en el enfoque de Geotécnica Ingeniería Sísmica, la zona de anclaje
entonces cuidado necesita ser dado a la rigidez del sistema de pared de anclaje para
debe estar fuera de la superficie de falla aplanado.
confirmar que el alargamiento de la cadena de ancla o en la barra y la rigidez de la pared son de tal manera que varias pulgadas de movimiento puede ocurrir.
• Otro documento FHWA Manual de diseño para paredes permanentes de tierra de anclaje ( F HWA, 1998b) tiene una ligera variación en los métodos anteriores. En primer
Si bien las metodologías para el diseño sísmico de muros anclados parecen carecer de
lugar, el método sugiere que se utilice
orientación sobre una serie de temas, los documentos de la FHWA en cuenta que los muros
1,5 veces el PGA sitio ajustados, pero señala que Caltrans ha sido exitoso el uso
anclados han obtenido buenos resultados durante los eventos sísmicos pasados. Se
de un aumento del 25 por ciento en los empujes aparentes normales. La
observó que de 10 paredes inspeccionados después del terremoto Whittier 1987 y el
justificación de las cargas más bajas está relacionado con las cargas de prueba
terremoto Northridge 1994, el rendimiento de la pared fue bueno, aunque sólo uno de cada
que se aplican (133 veces Porcentaje de carga Grupo VII); estas cargas son más
10 paredes inspeccionados fue diseñada para la carga terremoto.
altas que la que se obtendría utilizando el enfoque de AASHTO. Dado que las cargas sísmicas se aplican durante un corto período de tiempo, el documento no sugiere que el aumento de las pilas soldado o pared que enfrenta a las fuerzas sísmicas. Para la estabilidad externa del informe identi fi ca un enfoque basado en la deformación utilizada en el momento de Caltrans. Este método se basa en la
7.9.2.2 Metodología de diseño sísmico El siguiente enfoque se sugiere para el diseño de muros de contención anclados:
Makdisi y Seed (1978) Gráficos de deformaciones de cálculo.
1. Realizar diseño estático después de la AASHTO Puente LRFD
• Whitman (1990) en un artículo titulado, “diseño sísmico y el comportamiento de muros de contención,” presenta una metodología que da cuenta de la mayor
Diseñar especi fi caciones.
2. Establecer el pico ciente sitio suelo aceleración coe fi ( k max)
apoyo desde el anclaje como la pared se deforma. En el enfoque de Whitman,
y la aceleración espectral S 1 en 1 segundo a partir de los mapas de 1000 años
un análisis de equilibrio límite se lleva a cabo con un programa como diapositiva.
AASHTO, incluyendo factores Modificación del suelo sitio apropiado.
La carga de bloqueo-off de anclaje se modela como una fuerza externa orientada a lo largo del eje del anclaje (es decir, típicamente de 10 a 20 grados). La aceleración de rendimiento se determina, a continuación, la deformación se estima usando una carta de Newmark. resultados Esta deformación en
3. Determinar el PGV correspondiente a partir de ecuaciones de correlación entre S
1
y
PGV (proporcionado en el Capítulo 5). 4. Modificar k máx para tener en cuenta los efectos de pared de altura como se describe
elongación del tendón de anclaje o bar, lo que resulta en un aumento de la
en la Sección 7.6. No utilice 1.5 factor dado en las actuales especificaciones
reacción en la pared (es decir, Δ = PL / AE). Los análisis se repiten hasta que no
AASHTO, a menos que la pared no se puede permitir que desviar.
hay compatibilidad entre las deformaciones y la reacción de anclaje. La fuerza fi nal se comprueba en la capacidad del tendón y el ancla de lechada.
5. presiones de pared Compute usando la ecuación de MO para la presión activa, los gráficos de las figuras 7-11 y 7-12, o el método de equilibrio límite generalizada. Aplicar un factor de 0,5 si 1 a 2 pulgadas de movimiento permanente promedio son aceptables y la rigidez del sistema de pared y de anclaje (es decir,
Con una excepción, los documentos que aquí se resumen no sugieren cación fi
Δ = PL / AE) permitirá a este movimiento. Si 1 a 2 pulgadas no son tolerables o no
cador dentro de la zona entre la pared de retención y los anclajes. Se hizo una
pueden desarrollar, a continuación, utilizar el ciente completa coe fi sísmica. Estimar
referencia a la utilización de un factor de cationes amplificador idéntica a la utilizada
presión de la tierra para la carga pasiva utilizando las figuras 7-23 a 7-25 o las
para el diseño sísmico de paredes MSE [es decir, UN m = ( 1 .45 - AUTOMÓVIL CLUB
ecuaciones desarrolladas por Shamsabadi et al. (2007).
BRITÁNICO]. No se proporcionó ninguna base para este incremento. La mayoría de las referencias sugieren que la localización de los anclajes se trasladó de nuevo a la pared
6. Utilizar la misma distribución de la presión utilizada para la distribución de la presión
para dar cuenta del aplanamiento de la zona activa durante la carga sísmica. El
estática. Para el diagrama de carga resultante, comprobar las cargas en los
potencial de que la distribución de la presión detrás de los muros anclados cambios
tendones y los anclajes de lechada para con fi rmar que las cargas sísmicas no
durante la carga sísmica no se aborda actualmente.
excedan las cargas aplicadas durante la ejecución o la prueba prueba de cada anclaje. Con fi rm que los anclajes inyectados se encuentran fuera de la sísmica de cuña fallo de la presión activa.
La incertidumbre más importante parece ser si desea utilizar el coeficiente sísmico pico o un valor que es mayor o menor que el pico. Los argumentos pueden
7. Comprobar la estabilidad global bajo carga sísmica utilizando un programa de
ser hechas para los valores más altos en base a efectos de amplificación. Sin
equilibrio límite, como corredera con el coeficiente sísmico modi fi cado para los
embargo, si se producen varias pulgadas de movimiento como se demuestra por el
efectos de la altura. Suponga que la superficie crítica pasa por debajo del elemento
ejemplo de un problema en el Apéndice J, una reducción en el coef- sísmica pico
estructural. Si la capacidad de exigir relación es menor que 1,0, estimar desplazamientos.
93 Para los casos en ecuaciones MO no son apropiados, tales como por algunas
el documento de orientación FHWA para utilizar el mismo factor de amplificación utilizado
combinaciones de una pendiente de nuevo empinada y alta PGA siteadjusted o si el
para muros de MSE, es decir, UN m = ( 1.45 - AUTOMÓVIL CLUB BRITÁNICO.
suelo detrás de la pared simplemente no puede ser representado por un material
La base de la utilización de esta ecuación no se da, que no sea el informe
homogéneo, entonces la metodología de equilibrio límite generalizada se debe utilizar
FHWA indica que el rendimiento de la pared clavo para suelo se cree que es
para estimar la sísmica empuje activo. Esta presión puede ser ya sea distribuido
similar a una pared MSE.
consistente con una distribución de la presión estática y la pared comprobado para la
•
El coeficiente sísmico para el diseño varía de 0,5 UN metro a
aceptabilidad, o el enfoque deformación recomendado por Whitman (1990) se puede
0.67 UN metro. Esta reducción se basa en deslizamiento tolerable de 1 a 8 pulgadas con la
utilizar para evaluar las fuerzas en los miembros estructurales verticales, los tendones
mayor parte de deslizamiento de 2 a 4 pulgadas. La posibilidad de realizar análisis
de anclaje, y la zona de enlechado.
deformacional Newmark se caracteriza por ciertas condiciones del suelo y aceleraciones elevadas de tierra.
•
La ecuación de MO se utiliza para estimar la sísmica que actúa sobre la pared de presión activo. Se hace referencia al ángulo del plano de fallo para la carga sísmica ser diferente de la carga estática.
7.9.3 Las paredes del suelo de uñas Estas paredes se utilizan normalmente en una inclinación existente debe cortarse para
•
Se hace mención de las limitaciones del procedimiento MO para ciertas
dar cabida a una calzada ensanchamiento. La pendiente está reforzada para crear un muro
combinaciones de variables, en particular cuando el backslope es más
de gravedad. Estas paredes se construyen desde la parte superior hacia abajo. Cada
pronunciada que la de 22 grados y no captura muchas de las complejidades del sistema.
elevación de la excavación es típicamente 5 pies de espesor. Los clavos se instalan dentro de cada ascensor. El espaciamiento de los clavos es normalmente de aproximadamente 4 a 5 pies de centro-a-centro tanto en la dirección vertical y horizontal. El clavo se usa para
•
Se presenta un ejemplo de diseño detallado, basado en el enfoque recomendado.
reforzar la pendiente es de alta resistencia, roscado barra de acero (de 60 a 75 ksi). Cada barra esté cementada en un agujero perforado en el suelo. La longitud de la barra se
El informe anterior FHWA Geotécnica Ingeniería Sísmica ( FHWA, 1998a) también
extienden generalmente de 0,7 a 1,0 veces la altura de la pared nal fi. Actualmente la
proporciona una cierta discusión sobre el diseño de las paredes de uñas suelo. Se
mayoría de las paredes de uñas suelo están diseñados utilizando cualquiera de los dos
menciona el uso de (1) el factor de amplificación, UN m = ( 1 .45 - AUTOMÓVIL CLUB
programas de ordenador, caracol, desarrollados y puestos a disposición por Caltrans, y
BRITÁNICO y (2) para la estabilidad externa utilizando 0,5 veces el PGA sitio ajustada,
GOLDNAIL, desarrollados y distribuidos por Golder Associates.
siempre que la pared puede tolerar 10 UN ( pulgadas de desplazamiento), donde UN es la aceleración máxima del terreno. Este documento también hace referencia usando un sísmica de diseño coeficiente de 0.5A para comprobar la estabilidad de la capacidad de carga sísmica. Limitaciones y supuestos para este enfoque se discuten en el Apéndice G.
7.9.3.1 Consideraciones de diseño sísmico El diseño sísmico de paredes de uñas de suelo normalmente implica la determinación de la sísmica coeficiente apropiado y luego usando uno de los dos programas de ordenador para comprobar el caso de carga sísmica. la AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD no tiene ninguna disposición para el diseño de uñas paredes suelo. Sin embargo, la FHWA tiene un documento de orientación titulado Las paredes de las uñas (suelo FHWA, 2003) utilizado para el diseño de uñas pared suelo. Este documento tiene una sección en el diseño sísmico de estas paredes.
Puntos clave de las discusiones sísmicos se resumen a continuación:
•
paredes de uñas de suelo han funcionado muy bien durante los terremotos del
Los procedimientos usados para evaluar la estabilidad externa o global de la pared del clavo suelo durante la carga sísmica serán los mismos que los descritos anteriormente para evaluar el desempeño sísmico de paredes semi-gravedad y paredes MSE. La incertidumbre Actualmente con este tipo de pared se ocupa de la estabilidad interna. Los programas de ordenador utilizados actualmente en la práctica, caracol y GOLDNAIL, utilizan pseudo-estático, limitar métodos de equilibrio para determinar tensiones en la uña. Los cheques se pueden realizar para determinar si se produce la retirada de la uña, el fracaso a la tracción, o el fracaso de perforación en la cara de la pared. Para el caso de carga sísmica, el aumento de las fuerzas de inercia se contabilizan en el análisis. Similar a la estabilidad interna de las paredes de MSE,
pasado (por ejemplo, 1989 en Loma Prieta, de Kobe en 1995, y 2001 terremotos Nisqually). aceleraciones del terreno durante estos sismos fueron tan altas como 0,7 g. El buen comportamiento se atribuye a la flexibilidad intrínseca. Estas
En principio parecería que podrían ocurrir algunas diferencias significativas entre la
observaciones también se han hecho para las pruebas de centrífuga en las paredes
respuesta sísmica de la pared de la uña del suelo frente a la pared MSE. La diferencia
modelo de uñas.
principal es que las paredes de MSE se construyen a partir de ingeniería ll fi cuyas propiedades son bien definido, mientras que las paredes de uñas se construyen en los
•
Tanto el coeficiente sísmico horizontal y vertical se puede utilizar en el
suelos naturales que se caracterizan por propiedades de la variable. Parte de esta
software como caracol. Una sugerencia se hace en
diferencia
94 también se refiere al ángulo de la uña. La mayoría de las uñas están en ángulo de 10 a 20
Los resultados de los trabajos realizados para muros de contención incluye gráficos
grados respecto a la horizontal en contraste con la orientación horizontal de la armadura
que muestran los efectos de la cohesión dentro del suelo en los coeficientes de presión de
dentro de la pared MSE. Esto probablemente rigidizar la pared pilote de suelo respecto a la
tierra sísmicos que se han desarrollado. Estos efectos pueden resultar en una reducción
pared MSE, todos en igualdad de condiciones. Desde el punto de vista de diseño, sino que
del 50 por ciento en la presión activa de la tierra sísmica; Sin embargo, puede ser dif fi cil
también no está claro si las fuerzas sísmicas se modelan adecuadamente por el enfoque de
en algunos casos con fi dientemente depender de este beneficio. En vista de la
pseudo-estática tomada actualmente. Estos problemas deben ser evaluados más a fondo
incertidumbre actual, el diseñador debe tener en cuenta las implicaciones de la
durante los esfuerzos de investigación independientes.
sobreestimación de los efectos de la cohesión de los empujes activos y pasivos sísmicos.
Muchas paredes de uñas estarán ubicados en las zonas donde hay un contenido coherente a la tierra en la que se instalan las uñas. Para estos sitios los efectos de la cohesión en la determinación de la presión de la tierra coeficientes sísmicos, como se
Dos tipos de pared se consideraron en detalle durante este estudio: (1) paredes semi-gravedad y (2) paredes de MSE.
discutió en la Sección 7.3, debe ser considerado.
• El enfoque propuesto para muros de gravedad utiliza ya sea la ecuación de presión de la tierra MO sísmica activa, los gráficos de las figuras 7-11 y 7-12, o el método de
7.9.3.2 Metodología de diseño sísmico Con base en el material presentado en los párrafos anteriores, la metodología de diseño recomendado se resume en los siguientes pasos:
equilibrio límite generalizado para determinar fuerzas activas sísmicos. Estas fuerzas se utilizan para llevar a cabo teniendo, vuelco, y deslizando los controles de estabilidad. Una cuestión clave que todavía existe para este tipo de pared es si las fuerzas de inercia de la tierra por encima del talón de una pared semi-rígida gravedad (por ejemplo, Figura 7-10 en este informe) es definida por la totalidad de las veces la masa de suelo la sísmicos Coef fi ciente o algún valor menor.
1. Establecer un diseño inicial de pared mediante el caracol programa de ordenador o GOLDNAIL para la carga estática, utilizando los factores de carga y resistencia adecuadas. Esto establece dimensiones de la pared y pesos.
• La metodología de diseño MSE incluye una revisión crítica de la guía AASHTO existente, incluyendo la estabilidad interna, y luego identi fi ca un enfoque paso a
2. Establecer el pico ciente sitio suelo aceleración coe fi ( k m ax) y la aceleración espectral S 1 en 1 segundo a partir de los mapas de 1000 años adoptado por AASHTO (incluyendo factores Modificación del suelo sitio apropiado).
paso para la evaluación de la estabilidad. Se hace referencia a la necesidad de cambiar el software existente para manejar este enfoque. Las preguntas también todavía existen en la distribución de tensiones dentro de las tiras de refuerzo durante la carga sísmica.
3. Determinar el PGV correspondiente a partir de ecuaciones de correlación entre S 1 y PGV (proporcionado en el Capítulo 5). 4. Modificar k máx para tener en cuenta los efectos de la altura de la pared como se describe
en la Sección 7.6. Usar la modi fi cada k máx en el programa CARACOL o GOLDNAIL. Si la pared puede tolerar desplazamientos, utilice el programa CARACOL o GOLDNAIL para estimar la aceleración rendimiento, k y.U tilizar la aceleración de rendimiento para estimar los desplazamientos siguiendo los procedimientos en el capítulo 5.
Otros tres tipos de pared se consideran de menor extensión: paredes nongravity cantilever, muros anclados, muros y suelos de uñas. El enfoque de diseño para cada una de estas paredes también utiliza los resultados de los trabajos presentados en las secciones y capítulos anteriores.
• Para las paredes en voladizo nongravity, se cree que el método de MO para ser un método adecuado para determinar las presiones activas sísmicos, siempre que hay flexibilidad en la pared y el suelo detrás de la pared es principalmente sin cohesión.
Tenga en cuenta que los dos programas de ordenador también proporcionan una evaluación de la estabilidad global, y por lo tanto, no es necesario realizar un análisis de estabilidad global independiente con un programa de equilibrio límite, como diapositiva.
De lo contrario, los gráficos de las Figuras 7-11 y 7-12 o una equilibriummethod límite generalizada pueden utilizarse para estimar la presión activa de la tierra sísmica. El coeficiente sísmico utilizado para el diseño se puede reducir por un factor de 0,5 en tanto como de 1 a 2 pulgadas de deformación permanente media a nivel de excavación son aceptables. Un ingeniero estructural debe hacer esta
7.10 Conclusiones
evaluación. El control de pared deflexiones también deben hacerse para con fi rmar que se cumplen los supuestos básicos asociados con el desplazamiento de la
En este capítulo se resume el enfoque que se recomienda para el diseño sísmico de muros de contención. Se evaluaron los métodos basados en la fuerza usando las
pared. presiones pasivas sísmicas deben determinarse utilizando un enfoque de espiral de registro, tal como se sugiere por Shamsabadi et al. (2007).
ecuaciones MO y un enfoque displacementbased más generalizada. Las metodologías introducen nuevos coeficientes sísmicos dependiente de la altura, como se discutió en los capítulos 5 y 6 y refinado adicionalmente en la Sección 7.5 para estos análisis.
• En el caso de la pared anclado, ya sea un procedimiento de equilibrio límite o un procedimiento basado desplazamiento sugeridas por
95
Whitman se puede utilizar. presiones activa de la tierra sísmica para el enfoque de equilibrio límite pueden estimarse usando la ecuación MO, los gráficos de las figuras 7-11 y 7-12, o la aproximación de equilibrio límite generalizada. Los suelos deben ser homogéneos y sin cohesión si se utiliza la ecuación MO mientras que el método de equilibrio límite generalizada puede aceptar combinaciones de las condiciones del suelo. El sísmica coeficiente para estos análisis se puede reducir en un 50 por ciento tanto tiempo como 1 a 2 pulgadas de movimiento permanente promedio son aceptables y, siempre que los tendones de anclaje y zonas lechada no son una tensión excesiva. El enfoque basado en el desplazamiento Whitman representa el cambio de las fuerzas del tendón de anclaje durante la carga sísmica y parece representar los mecanismos fundamentales que se producen durante la respuesta sísmica de este tipo de pared. Sin embargo,
zona y si los modelos actuales representan adecuadamente para estas distribuciones. Todavía se requiere investigación adicional para evaluar estas preguntas. En una serie de áreas, era evidente que significantes deficiencias existe con las metodologías de diseño actuales. Estas deficiencias re fl ejar la complejidad del problema de interacción suelo-estructura general que se produce durante la carga sísmica. La naturaleza de estas deficiencias es tal que para varios de los tipos de pared (por ejemplo, MSE, anclado, con uñas y suelo) se requerirá esfuerzos de investigación independientes que implican específico modelo C y pruebas de prototipos para entender completamente los mecanismos que intervienen en la carga sísmica.
Si bien existe un considerable trabajo por hacer, la experiencia sugiere también que muchos de estos tipos de pared han obtenido buenos resultados durante la relativamente alta carga sísmica, a pesar de tener ya sea no existen disposiciones para el diseño sísmico o un análisis muy simple. En la mayoría de los casos se produjo este buen desempeño cuando las paredes eran flexibles o exhiben una
•
paredes clavo para suelo pueden ser tratados como paredes semi-gravedad desde un
considerable ductilidad. Se observaron más problemas para muros de gravedad
punto de vista la estabilidad externa. En la mayoría de los casos coe fi cientes sísmica
rígidas y paredes nongravity en voladizo, a menudo debido a la falta de diseño
pueden reducirse por 0,5 ya que este tipo de la pared generalmente puede tolerar varias
sísmico para estas paredes. Las metodologías sugeridas en este capítulo deben
pulgadas de movimiento permanente. Para la estabilidad interna todavía hay preguntas
ayudar a mejorar el desempeño sísmico de estas paredes en el futuro.
sobre la distribución de las fuerzas sísmicas de los clavos dentro de la reforzada
96
CAPÍTULO 8
Taludes y terraplenes
En este capítulo se resumen los resultados de los estudios de estabilidad de taludes de
ni fi cativamente en términos de geometría, las propiedades del material, y las
terraplén y que se llevaron a cabo para el Proyecto. Los principales objetivos de estos
condiciones de agua subterránea. En la mayoría de los casos las pistas construidas
estudios fueron los siguientes:
serán relativamente uniforme en las condiciones del suelo, aunque el material construido variará de arenas y gravas a fi ll que tiene alto contenido de fi nes (es decir,
• Desarrollar una metodología para la evaluación de la respuesta sísmica de terraplenes y pendientes que pueden ser utilizados fácilmente por los diseñadores;
contenido de suelo cohesivo). Por otro lado las pistas naturales suelen ser muy variable, con capas que van desde gravas a las arcillas y, a menudo el agua subterránea se encuentra dentro de la pendiente.
• Cuenta de los resultados de movimiento de tierra y los estudios de dispersión de la onda que se presentan en los capítulos 5 y 6 en el enfoque propuesto; y
• Proporcionar comentarios sobre el uso de la metodología propuesta en áreas de baja sismicidad, donde un enfoque de “ningún análisis” puede ser apropiado para el análisis sísmico y diseño de terraplenes y pendientes.
8.1.1 taludes y terraplenes de ingeniería Estas pendientes generalmente se construyen a partir de un material importado. Dependiendo de la zona geográfica, los materiales importados pueden ser predominantemente arenas o gravas o pueden tener un alto porcentaje de suelo cohesivo. Las pistas son compactados y por lo general muestran buenas
La metodología propuesta es para uso en terraplenes construidos o de
características de resistencia. ángulos de pendiente a menudo van desde 2H: 1V
origen natural laderas de suelo. Como se señaló en la sección 4.3, pendientes
(horizontal a vertical) a atter fl de 3H: 1V. Altura de la pendiente puede variar desde
rocosas no se están considerando en este desarrollo.
unos pocos pies a más de 50 pies. Un ejemplo común de estas pendientes sería el ll enfoque fi utilizado en cualquier extremo de un puente. Estas pendientes ll fi enfoque
Este capítulo comienza con un breve resumen de los tipos de taludes y
serían del orden de 30 pies de altura.
terraplenes comúnmente encontradas durante proyectos de transporte. Esta discusión es seguido por un breve resumen de la práctica actual, se propone un resumen de la metodología, y un ejemplo de aplicación de esta
Estas pendientes son quizás los más fáciles de evaluar desde el punto de vista de
metodología. El capítulo se concluyó con una discusión de otras
que la fi ll es de fi nido, y por lo tanto la determinación de las propiedades del material
consideraciones relativas al análisis sísmico y diseño de taludes y
es más sencilla. Si el fi ll es sin cohesión, el ángulo de fricción ( φ) normalmente será de
terraplenes. Al igual que en los capítulos anteriores, el enfoque identificados
35 grados o más. Si el fi ll tiene un contenido apreciable fi nes, la fuerza compactada
en este capítulo será la base de las especificaciones propuestas,
menudo será de más de 2.000 libras por pie cuadrado. La ubicación de las aguas
comentarios y ejemplos de problemas dados en el Volumen 2 de este
subterráneas para la mayoría de estas pistas será a cierta distancia por debajo de la
Informe Final.
base de la fi ll. Los diseños de estas pendientes se vuelven problemático si el terraplén fi ll está siendo colocado sobre un material de fundación capaz fi suave o licuado. En estos casos, la determinación de la resistencia del material fundación bajo cargas
8.1 Tipos y rendimiento de los pendientes
estáticas y sísmicas se convierte en una consideración clave durante el análisis.
Dos clases generales de las pendientes deben tenerse en cuenta para el desarrollo de la metodología: pistas naturales y construidos o pistas de ingeniería. Estas dos categorías de pistas varían sig-
La investigación geotécnica de la ingeniería fi ll generalmente se limitará a la investigación de las características de la
97 material de fundación. Exploraciones menudo se llevará a cabo al doble de la altura de la
potencial de inestabilidad sísmica se convierte en una consideración clave en algunas
pendiente con el documento DE propiedades fi resistencia ne y la compresibilidad de las
zonas, sobre todo cuando se producen rutas de transporte críticos línea de vida.
capas del suelo sobre el que se construye el terraplén. La geometría y las propiedades de la fi ll serán determinadas sobre la base de las anchuras y los costos de la importación de material de fi ll derecho de paso.
Desde una perspectiva de diseño sísmico estos tipos de pistas se encuentran
8.2 La práctica actual aceleraciones sísmicos inducida puede resultar en fi cativos fuerzas de inercia
habitualmente como nuevas carreteras se construyen carreteras existentes o son modi
significantes en laderas o terraplenes, y estas fuerzas pueden conducir a la
fi cado. Tanto la investigación campo y el análisis de estabilidad de la pendiente de
inestabilidad o deformaciones permanentes. La práctica actual para el análisis del
estas pendientes se manejan de forma rutinaria para la carga por gravedad y, en las
rendimiento de los taludes y terraplenes durante la carga terremoto es utilizar uno
zonas más sísmicamente activas, para la carga sísmica. Rendimiento de la pendiente
de dos métodos relacionados:
construida durante la carga sísmica ha sido en general muy bueno, excepto donde se produce la licuación del material de cimentación. En este caso, la pérdida de fuerza fundación de la licuefacción ha llevado a fracasos terraplén de pendiente.
1. Límite de métodos de equilibrio utilizando una representación pseudo-estática de las fuerzas sísmicas. En este enfoque, las cargas sísmicas inducidas se utilizan en un análisis de equilibrio límite convencional para evaluar un factor de seguridad. Las cargas sísmicas se determinan sobre la base de la aceleración del suelo y la masa
8.1.2 Las pendientes naturales pendientes naturales di fi presente más dif debido a la amplia gama de condiciones que
de suelo que está siendo cargado.
2. análisis basados-Desplazamiento usando ya sea el concepto bloque deslizante Newmark
ocurren dentro de estas pendientes. las condiciones del suelo relativamente uniforme puede
se muestra esquemáticamente en la Figura 8-1 o métodos de modelización numérica
existir dentro de la pendiente; sin embargo, más a menudo la pendiente consiste en capas
más riguroso. En la Figura 8-1, cuando la aceleración excede la aceleración de
de diferentes materiales geológicos, y estos materiales cambian a menudo de no cohesivos
rendimiento (es decir relación de C / D = FS = 1.0), deformaciones acumulan conduce a
a cohesiva en la característica. El agua subterránea a menudo se encuentra dentro de la
la deformación permanente del suelo. Este procedimiento es similar al adoptado para
pendiente, y a veces el agua está intermitentemente posado en capas menos permeables.
el análisis de muro de contención como se ha discutido en el capítulo 7.
Para complicar aún más la evaluación de la pendiente natural es la geometría. En áreas donde los suelos han sido sobreconsolidados de glaciación, los ángulos de pendiente puede
El uso de estos métodos para el diseño ha sido ampliamente adoptado en
ser más pronunciada que 1H: 1V, incluso donde el contenido de la fi nes es mínima. Del
los Estados Unidos y en las directrices internacionales de diseño. Por ejemplo,
mismo modo, en las zonas montañosas las pendientes naturales pueden ser marginalmente
se describen métodos en detalle en el informe titulado FHWA Geotécnica
estable en el estado existente. Otras pistas naturales que son relativamente FL en puede tener
Ingeniería Sísmica ( F HWA, 1998a) y una publicación sobre Directrices para
planos de estratificación delgadas que se caracterizan por una fricción muy baja ángulos para
analizar y mitigar los deslizamientos en California ( S CEC, 2002).
la carga a largo plazo. ¿Dónde se encuentra negativamente a un corte pendiente prevista, la eliminación de materiales de yuxtaposición estas pendientes puede iniciar grandes toboganes bajo carga gravedad y reactivar diapositivas durante eventos sísmicos.
Enfoque 8.2.1 Límite de Equilibrio El enfoque de equilibrio límite implica la introducción de un sísmica coeficiente a
pendientes naturales son a menudo el culto fi más dif para caracterizar en términos de
un análisis de estabilidad de la pendiente convencional y se determina el factor
características de capas y materiales. El acceso a las exploraciones conducta sitio puede
resultante de la seguridad. El sísmica coeficiente típicamente se supone que es un
ser difícil, especialmente cuando existen fuertes pendientes. La variabilidad de depósitos
porcentaje de la PGA sitio ajustados se produce en un sitio. El valor puede variar
naturales que forman la pendiente a menudo hace que sea difícil de localizar o modelar
desde menos de 50 por ciento del pico de la PGA, dependiendo de la opinión del
adecuadamente capas de suelo críticos para la evaluación de la estabilidad de la pendiente,
diseño o requisitos de la agencia. Típicamente, una pendiente se juzga para ser
ya sea por gravedad o carga sísmica.
seguro si el factor resultante de seguridad es mayor que 1,1 a 1,3.
Desde un punto de vista sísmico, las pendientes naturales son los que se han observado mayoría de las fallas de pendiente. Aunque no hay una única causa de los
Como se discute en la publicación FHWA, una amplia variedad de programas de
fracasos del pasado, muchos de estos fallos se han producido en los que se oversteepened
ordenador disponibles en el mercado existe que puede realizar tanto de forma estática y
pistas, es decir, apenas estable bajo carga gravedad. El tamaño de la falla puede variar
pseudo-estática analiza límite de equilibrio. La mayoría de estos programas proporcionan
desde pequeños toboganes de unas pocas yardas de tierra a los movimientos que
soluciones generales a problemas de estabilidad de taludes con disposiciones para el uso
involucran miles de yardas del suelo. En zonas altamente sísmicas de los Wu, la
de la simpli fi ed Bishop, simpli fi ed Janbu, y el método de las rebanadas de Spencer.
98
Figura 8-1. Newmark deslizamiento concepto de bloque de pistas.
superficies de deslizamiento potencial, tanto circulares o poligonales, por lo general
ciones tienen un efecto menor en la evaluación de la estabilidad sísmica para la mayoría de los
pueden ser prespeci ed fi o generado aleatoriamente. los programas más utilizados
casos.
incluyen PCSTABL (desarrollado en la Universidad de Purdue), UTEXAS4
Un factor de seguridad se determina mediante la aplicación de la sísmica coeficiente
(desarrollado en la Universidad de Texas en Austin), PENDIENTE / W (distribuido por
en el programa de límite de estabilidad de equilibrio. Un factor permisible de seguridad se
Geo-Slope Internacional), y deslice (Rocscience).
selecciona de que el comportamiento de la pendiente tal, en términos de deformación permanente, está dentro de un rango considerado aceptable. Un factor de s eguridad (o
Una consideración importante en el enfoque de equilibrio límite es que la tasa de
relación C / D) de más de 1,0 cuando se utiliza el pico sísmica coeficiente implica ningún
carga durante el terremoto es relativamente rápido. Por esta razón, en la mayoría
movimiento pendiente, mientras que un factor de seguridad de menos de 1,0 cuando se
de los casos sin escurrir parámetros totales de fuerza estrés deben ser utilizados en
utiliza el pico sísmica coeficiente implica movimiento permanente. Típicamente, la sísmica
el modelo de estabilidad, en lugar de parámetros de estrés drenados o eficaces.
coeficiente se supone que es 50 por ciento del pico, como se señaló anteriormente,
Los parámetros de tensión total no drenadas se obtienen de las pruebas de
reflectante de la aceptación de 1 a 2 pulgadas de movimiento permanente. En este caso,
resistencia estática llevados a cabo en el laboratorio a partir de la prueba de fuerza
siempre que el factor de seguridad es mayor que 1.1 a 1.3, las deformaciones se supone
situ o de relaciones empíricas.
que son mínimas.
Aunque los efectos del tipo de asociados con la carga terremoto puede resultar en una mayor resistencia sin escurrir durante el primer ciclo de carga, varios estudios han
El inconveniente del enfoque de equilibrio límite radica en la dificultad de
demostrado que después de 10 a 15 ciclos de significantes de carga, como podría
relacionar el valor del coeficiente sísmico a las características del sismo de diseño.
ocurrir durante un evento sísmico, la degradación de la resistencia no drenada a
El uso de ya sea el pico de aceleración del suelo coeficiente o la aceleración
menudo ocurre. En vista de este potencial para la degradación, un enfoque
horizontal pico promedio sobre la masa fracaso, en conjunción con un factor de
conservador es utilizar la fuerza sin escurrir estática en el análisis de la estabilidad
pseudo-estática de seguridad de 1,0, por lo general da evaluaciones excesivamente
sísmica. Donde esta simplificación es cuestionable, pruebas de carga cíclicos pueden
conservadoras de rendimiento pendiente en los terremotos. Sin embargo, a menudo
llevarse a cabo en el laboratorio para obtener una mayor precisión de fi nición de los
poca orientación sobre la selección del coeficiente sísmico como una fracción de la
parámetros de resistencia durante la carga cíclica.
aceleración máxima del suelo está disponible para el diseñador.
En el enfoque de límite de equilibrio, un sísmica coeficiente se utiliza para
Condado de Los Ángeles utiliza una ciente sísmico coe fi nominal de
determinar las fuerzas de inercia impuestas por el terremoto en la masa potencial
0,15 y requiere un factor de seguridad> 1.1. Las directrices publicadas
fracaso. El coeficiente sísmico utilizado en el análisis se basa en la PGA sitio
recientemente por el sur de California Centro de Terremotos (SCEC) (2002)
ajustados ajustados de efectos de dispersión de onda utilizando el α factor de de fi
para el Estado de California sugiere reducir los valores mapa aceleración pico
ne en los capítulos 6 o 7. La aceleración vertical es normalmente igual a cero sobre
en California en alrededor
la base de estudios que han demostrado aceleración vertical de
0,3 a 0,6 (en función de la magnitud del terremoto y valores de pico de aceleración del suelo) para asegurar los desplazamientos de pendiente son
99 menos de aproximadamente 6 pulgadas, un valor de cribado sugiere como un potencial de
La curva Hynes y Franklin “límite superior”, presentado en la Figura 8-2 sugiere que
criterios para determinar si un análisis de desplazamiento Newmark es necesario.
las deformaciones serán de menos de 12 pulgadas (30 cm) para aceleraciones de rendimiento mayores que o iguales a OneHalf la aceleración máxima.
8.2.2 Enfoque basado en Desplazamiento En contraste con el enfoque de equilibrio límite, el enfoque basado en el
En la utilización de dichas curvas, se debe reconocer que los efectos slopeheight deben tenerse en cuenta para determinar una, la aceleración máxima media altura dependiente para su uso como la k máx valor (como era el caso para muros de
desplazamiento implica el cálculo explícito de la deformación sísmica
contención discutidos en el Capítulo 7). Esto fue reconocido por los estudios
acumulativo. La masa potencial fracaso es tratada ya sea como un cuerpo rígido
publicados por Makdisi y Seed (1978), quienes desarrollaron gráficos de diseño de
o cuerpo deformable, dependiendo de si un simplificada Newmark deslizante
desplazamiento pendiente para el diseño sísmico de presas de tierra.
enfoque bloque o se utiliza modelado numérico más avanzada. Los resultados de la Makdisi y Seed (1978) análisis se muestran en la Figura 8-3. Los análisis se llevaron a cabo para un número limitado de alturas de la presa (por
8.2.2.1 Newmark deslizante enfoque modular El enfoque de bloque deslizante Newmark trata la masa falla potencial como un
ejemplo, 75 a 135 pies) y registros de terremotos. La figura inferior izquierda ilustra la reducción normalizada en medio máximo coef sísmica fi ciente con la profundidad de deslizamiento (equivalente a una α factor de uso de la terminología de los capítulos 6
cuerpo rígido en una base de rendimiento. La historia tiempo de aceleración del
y 7), y es igual a un promedio de 0,35 para una diapositiva altura completa (altura
cuerpo rígido se supone que corresponden a la historia tiempo medio de aceleración
media estudió es igual a aproximadamente 100 pies), que es compatible con los
de la masa fracaso. La deformación se acumula cuando la aceleración cuerpo rígido
valores observados en los capítulos 6 y 7. Una gama de desplazamientos como una
excede la aceleración rendimiento de la masa de fracaso ( k y) d ónde k y
función de
se define como la aceleración horizontal que se traduce en un factor de seguridad de
k a / a k m áx se observa a la derecha cifra más baja y muestra una variación
1,0 en un análisis de equilibrio límite pseudo-estática.
magnitud del sismo.
Este enfoque puede utilizarse para calibrar un pseudo-estática sísmica
Las ecuaciones de desplazamiento de Newmark discuten en el Capítulo 5
coeficiente de re apropiado reflejando rendimiento desplazamiento aceptable,
muestran insensibilidad a la magnitud del sismo, que se cree que es mejor r eflejada
como se discute en el Capítulo 7 para retener análisis pared. Discusiones
en el PGV. Makdisi y la nota de la semilla que la variabilidad se reduce mediante la
similares para pendientes se presentan en la publicación de la FHWA Ingeniería
normalización de los datos por k máx y el período natural de terraplenes. El parámetro
Sísmica geotécnica
de altura utilizado en los análisis realizados para este proyecto re fl eja los cambios
(FHWA, 1998a). Por ejemplo, la Figura 8-2 muestra los resultados de la deformación
en periodo natural, y k m áx se incluye en la ecuación Newmark.
sísmica Newmark análisis realizados por Hynes y Franklin (1984) usando 348 fuertes
En 2000 se desarrolló un enfoque actualizado para estimar el desplazamiento
registros de movimiento (en todas las condiciones del suelo / roca; 4,5 < METRO w < 7 .4) y seis registros sintéticos.
de pistas durante un evento sísmico a través de la SCEC. Los procedimientos de análisis de desplazamiento documentados en el SCEC (2002) Directrices son relativamente complejos y requerirían simplificación para su uso en un documento fi especificación a nivel nacional. procedimientos recomendados descritos en las Directrices SCEC se ilustran por las Figuras 8-4 y 8-5. Figura 8-4 muestra la relación de la media máxima coeficiente sísmico fi (promediada sobre la masa deslizante) para la aceleración máxima roca de fondo multiplicado por un factor de respuesta no lineal (NRF) (es igual a 1,00 para 0,4 g) representa frente el periodo natural ( T s) d e la masa deslizante (4 H / V s, dónde H es la altura media de la corredera y V s es la velocidad de onda de corte) dividido por el período dominante T metro del terremoto. En efecto, esta parcela es análoga a la trama de α frente a la altura de la pared (suponiendo que la altura de la corredera es igual a la altura de la pared) discutido en el capítulo 6. Por ejemplo, si T m = 0 ,3 seg, H = 2 0 pies, NRF = 1, V s = 8 00 pies / seg, entonces T s / T m = 0 ,1 / 0,3 = 0.33, y por lo tanto α = 1 como era de esperar. Sin embargo, si H = 1 00 pies con los mismos parámetros, T T m = 0 ,5 / 0,3 = 1,66 y por lo tanto
s /
Figura 8-2. gráfico Permanente sísmica deformación (Hynes y
α = 0.3, que es razonablemente compatible con el α Las curvas presentan en el
Franklin, 1984).
Capítulo 6.
100
Figura 8-3. tablas permanentes sísmicos de deformación (Makdisi y Seed, 1978).
Figura 8-5 muestra un diagrama de desplazamiento deslizante de predicción de la
8.3 Metodología propuesta de diseño
mediana, normalizado por k máx y re 5 -95, u n parámetro de duración terremoto depende de la magnitud. Por ejemplo, si k a / a k max = 0,2, k max = 0,4, re 5 -95 = 1 0 segundos, luego u es igual a alrededor de 15 pulgadas, en comparación con aproximadamente 6 pulgadas (o 12 pulgadas para lograr un nivel de confianza con fi 84 por ciento) para el gráfico Newmark recomendado que se muestra en la figura 7-18 de este informe. Esta diferencia es relativamente pequeña teniendo en cuenta la exactitud general del
Dos enfoques para el diseño sísmico de terraplenes y pendientes se describen en la sección anterior: (1) el enfoque de equilibrio límite, y (2) método basado en el desplazamiento. Ambos son relativamente fáciles de usar, y ambas implican esencialmente el mismo esfuerzo de modelado. La ventaja de la displacement-
método de Newmark.
Figura 8-4. MHEA Normalizado para superficie de deslizamiento profunda vs. periodo fundamental normalizada de masa deslizante (Bray y Rathje,
Figura 8-5. Normalizado desplazamiento deslizante (SCEC, 2002;
1998).
modificados con el de Bray y Rathje, 1998).
101 enfoque basado es que se estima la cantidad de movimiento asociado con el
2. Establecer el pico sitio de aceleración del suelo coeficiente k máx
análisis, y, a veces esto puede ser una consideración importante. Tenga en cuenta
y la aceleración espectral en un segundo, S 1 a partir de los nuevos mapas de
que ambos enfoques asumen que los efectos de licuefacción o intersticial presión
movimientos sísmicos AASHTO para un periodo de retorno de 1.000 años, incluyendo
no son una consideración. Sección 8.5.3 proporciona observaciones sobre el
factores modi fi cación del suelo sitio apropiado.
tratamiento potencial de licuefacción.
3. Determinar el PGV correspondiente a partir de ecuaciones de correlación entre S 1 y PGV (proporcionado en el Capítulo 5). 4. Modificar k m áx para tener en cuenta la pendiente efectos de altura para completo
pendiente o estabilidad altura terraplén análisis (nota que
Enfoque 8.3.1 Límite de Equilibrio
α factores descritos en el Capítulo 7 para retener paredes parecen compatibles con
El enfoque de equilibrio límite implica los s iguientes pasos:
los de pistas sobre la base de la comparación con los métodos de análisis descritos anteriormente).
1. Conducta estabilidad de la pendiente estática analiza usando factores de resistencia
5. Determinar la aceleración rendimiento ( k y) utilizando un pseudo-estático
adecuadas para con fi rmar que el rendimiento cumple con los requisitos de carga
análisis de estabilidad para la pendiente (es decir, la sísmica coeficiente
estática. Típicamente estas serán una relación C / D de 01/03 a 01/05 para
correspondiente a un factor de seguridad igual a 1,0). Tenga en cuenta que
pendientes naturales y 1,5 para pendientes de ingeniería. Una variedad de factores
analiza normalmente debería ser llevado a cabo utilizando la fuerza no drenada
se debe considerar al seleccionar la relación de C / D incluyendo la calidad de la
del suelo debido a la carga a corto plazo del terremoto éstos estabilidad.
caracterización del sitio y las implicaciones de fracaso. Tanto a corto plazo, la estabilidad sin drenaje, y la estabilidad drenado a largo plazo normalmente deben ser
6. Establecer el potencial desplazamiento pendiente terremoto correspondiente al valor de k a / a k m áx utilizando las recomendaciones tabla de desplazamiento
considerados en esta evaluación.
Newmark dadas en el Capítulo 5.
2. Establecer el coeficiente de aceleración pico sitio
7. Evaluar la aceptabilidad del desplazamiento sobre la base de criterios de rendimiento establecidos por el propietario del sitio web del proyecto especí fi co.
k m áx y la aceleración espectral en un segundo, S 1 a partir de los nuevos movimientos de tierra AASHTO mapas para un periodo de retorno de 1.000 años, incluyendo el sitio apropiado factores de modificación del suelo.
3. Determinar el PGV correspondiente a partir de ecuaciones de correlación entre
8.4 Ejemplo de Aplicación
S 1 y PGV (proporcionado en el Capítulo 5). 4. Modificar k máx para tener en cuenta la pendiente efectos de altura para completo
La metodología basada en el desplazamiento propuesto se ilustra por considerar una inclinación existente ubicada en el estado de Washington. Esta pendiente está al
pendiente o estabilidad altura terraplén análisis (nota que
lado de una carretera con mucho tráfico. La calzada se está ampliando para
α factores descritos en el Capítulo 7 para retener paredes parecen compatibles con
acomodar aumentos proyectados de tráfico c. se requieren análisis de estabilidad
los de pistas sobre la base de la comparación con los métodos de análisis descritos
para determinar los efectos potenciales de la carga sísmica a las pistas situadas por
anteriormente).
encima y por debajo de la calzada.
5. Reducir la resultante k m áx en un factor de 0,5, siempre que 1 a 2 pulgadas de desplazamiento permanente son permisibles. Si grandes cantidades de deformación son, más reducciones aceptables en k máx son posibles, pero estos tendrían que ser determinada por la realización de
8.4.1 Descripción del problema
estudios de calibración independientes entre el desplazamiento y la relación de la aceleración de rendimiento ( k y) y k máx. 6. Realizar un análisis de estabilidad de la pendiente convencional usando 0,5
k máx. Si el factor de seguridad es al menos 1,1, la pendiente cumple los requisitos
Se evaluó la estabilidad sísmica de las pistas naturales para las siguientes condiciones:
•
ángulos de pendiente que van desde 2H: 1V hasta 1H: 1V.
•
Los suelos compuestos de glacial hasta y fi ll. Hasta es una arena limosa con grava densa. prueba de penetración estándar (SPT) blowcounts van de 30
de carga sísmica.
golpes por pie a la negativa. valores de la resistencia del suelo se interpretaron de blowcounts SPT. (Véase el Apéndice J de secciones y propiedades
8.3.2 Enfoque basado en Desplazamiento La siguiente metodología basada en desplazamiento se recomienda para taludes y terraplenes, donde los parámetros de resistencia estática puede asumirse razonablemente para los análisis sísmicos:
asignadas).
•
El agua subterránea situada en la base de la pendiente.
•
Los valores rm-tierra fi de PGA, S s, y S 1 para el sitio se estiman en 0,41 g, 0,92 g, y 0,30 g, respectivamente, para el terremoto de 1000 años basado en el sitio web de desagregación USGS. (Tenga en
1. Conducta estabilidad de la pendiente estática analiza usando factores de resistencia
cuenta que en el momento en que se desarrolló el ejemplo, el nuevo mapas de riesgo
adecuadas para con fi rmar que el rendimiento cumple con los requisitos de carga
de movimientos sísmicos y la implementación de CD AASHTO no estaban disponibles
estática.
para el NCHRP 12-70
102 Equipo de proyecto.) Las condiciones del suelo son representativas de Clase de Sitio C.
El resumen en la Tabla 8-2 indica que los desplazamientos variaron de cero a un máximo de 73 pulgadas, dependiendo de las suposiciones hechas para las propiedades del suelo y el sismo de diseño. Los detalles de estos análisis se
El objetivo del estudio de estabilidad sísmica fue evaluar los desplazamientos que
incluyen en el Apéndice J.
se esperaría para el sismo de diseño. El propietario también está interesado en el riesgo para la instalación calzada, y por lo tanto, la estabilidad también se evaluó para una probabilidad de excedencia 10 por ciento en 50 años (evento 475 años) y para una probabilidad de 2 por ciento de excedencia (2475-año evento) . Existe un debate
8.5 Otras consideraciones Hay otras tres consideraciones con respecto al diseño sísmico de taludes y
a nivel local sobre las propiedades de resistencia a asignar hasta; Por lo tanto, cada
terraplenes: (1) el uso del método de límite de equilibrio para determinar la
una de las alternativas utilizadas comúnmente se evalúa.
aceptabilidad de la pendiente bajo carga sísmica, (2) el nivel de aceleración a la que un enfoque de “No Analysis” se puede invocados, y (3) métodos a considerar cuando existe un potencial de licuefacción. Estas consideraciones se resumen a continuación.
8.4.2 resultados Los criterios de movimiento de tierra para el sitio fueron obtenidos de la página web del USGS para los tres periodos de retorno, tal como se resume en la Tabla 8-1; los efectos locales fueron consideradas utilizando los procedimientos recomendados en el capítulo 5.
8.5.1 Límite de Equilibrio Métodos Diseño Los programas de ordenador se utilizan habitualmente para evaluar la estabilidad estática de las pendientes. Como se ha demostrado en el problema de ejemplo, el
se utilizó la diapositiva de programa de ordenador para determinar el factor estático
esfuerzo incrementales para determinar k y es relativamente menor. Sin embargo, un punto
de seguridad y luego las aceleraciones de rendimiento ( k y) p ara los distintos casos
determinado estado puede optar por desarrollar un valor de k m áx utilizar o bien (1) en los
involucrados. Con la aceleración de rendimiento, siteadjusted PGV, y el ciente sísmico
análisis de detección de pseudo-estática (calibrando frente a una carta de
pico siteadjusted coef fi (es decir, PGA ajustado para la clase de sitio y la dispersión de
desplazamiento apropiados para los niveles de peligro sísmicos en su estado) en lugar de
la onda), las ecuaciones en el capítulo 5 se utilizaron para estimar el desplazamiento
requerir un análisis de desplazamiento, o (2) si se sienten un nivel de desplazamiento
permanente. Los desplazamientos estimados a partir de los análisis se resumen en la
diferente de la varios pulgadas identificados en la Sección 8.3.1 es permisible.
Tabla 8-2.
Tabla 8-1. movimientos de tierra, por ejemplo, un problema. Movimientos del suelo Parámetro
Parámetro
Unidades Clase de Sitio 7% en 75 años
10% en 50 años
2% en 50 años
PGA
segundo
0.41
0.31
0.58
S s
segundo
0.92
0.68
1.30
S 1
segundo
0.30
0.22
0.44
0.37
0.27
0.52
6.8
6.8
6.8
do
1.00
1.10
1.00
re
1.10
1.20
1.00
do
1.50
1.58
1.36
re
1.80
1.96
1.56
En / sec
do
25
19
33
En / sec
re
30
24
38
do
1.10
1.02
1.03
re
1.20
1.16
1.18
15
15
15
do
0.93
0.93
0.93
re
0.94
0.94
0.94
do
0.38
0.32
0.54
re
0.42
0.35
0.54
S s / 2.5
Magnitud F PGA
F v
PGV
β = F v S 1 / F PGA P GA *
La falta de pendiente Altura
α Factor según la Ecuación 7-2
K Av = PGA * F PGA * α
pie
103 Tabla 8-2. Resultados de desplazamiento del suelo estima para la evaluación ejemplo estabilidad. Movimientos del suelo Desplazamiento (pulgadas)
Parámetro
Ángulo de inclinación estático Proporción C/D
7% en 75 años 10% en 50Años
k rendimiento
2% en 50 años
Hasta límite superior ( φ = 42 grados) Caso 1
1H a 1V
0.9
N/A
caso 2
1,5 H a 1V
1.3
caso 3
2H a 1V
1.7
N/A
N/A
N/A
0.13
6-9
3-5
14-18
0.25
<1
<1
3-4
Hasta límite superior ( φ = 38 grados, c = 200 psf) Caso 1
1H a 1V
1.2
0.09
12-19
7-11
26-32
caso 2
1,5 H a 1V
1.6
0.26
<1
0
3
caso 3
2H a 1V
2.0
0.32
0
0
<1
Límite inferior Till ( φ = 36 grados) Caso 1
1H a 1V
0.8
N/A
N/A
N/A
N/A
caso 2
1,5 H a 1V
1.2
0.07
18-27
11-17
36-44
caso 3
2H a 1V
1.5
0.17
3-5
1-2
8-11
Típicamente, si el sitio es nonlique fi capaz (es decir, signi fi pérdida no puede en
mínimo relación C / D es 1,5 o más, y para pendientes naturales la relación / D
fuerza no se produce durante la carga sísmica), un sísmica coeficiente de 50 por
aceptable C varía de 1,3 a 1,5, dependiendo de las posibles consecuencias de la
ciento de la PGA sitio ajustados (después de los ajustes para los efectos del suelo
inestabilidad de la pendiente. Los siguientes resultados fueron desarrollados para de combinaciones fi ne de ángulos
sitio y la dispersión de la onda) resultará en planta desplazamientos de menos de 1 a 2 pulgadas, siempre y cuando la relación C / D resultante (es decir, factor de
de inclinación y los valores de la PGA sitio ajustados por debajo de la cual un análisis de
seguridad) es mayor que 1,0. En vista de las simplificaciones asociados con este
estabilidad sísmica no parecía justificada.
Esta orientación debe ser utilizado con cierto cuidado. Funciona mejor cuando la
método, la práctica común es utilizar una relación de C / D> 1,1 a de condiciones de pendiente fi ne aceptables. Es una tarea bastante simple para calibrar la reducción
pendiente es relativamente homogénea de consistencia y no hay mesa de agua dentro de
basado en el típico PGA sitio ajustados y PGV para el área, la forma del espectro de
la pendiente. A medida que la pendiente se hace más complicada, sobre todo si hay, de
respuesta normalizada, y el desplazamiento que es aceptable. Newmark curvas en el
baja resistencia planos de estratificación delgadas, a continuación, este criterio de
capítulo 5, entonces se pueden utilizar para “ir hacia atrás” del k y
detección identificados en la Tabla 8-3 no se deben utilizar y un análisis detallado estabilidad de la pendiente a cabo, en el que la fuerza en cada capa del suelo es modelado.
valor. Si el k y valor se utiliza en el programa de ordenador estabilidad pendiente que la sísmica coeficiente, y el factor de seguridad resultante es mayor que 1,0, los desplazamientos de pendiente aceptables se predicen.
8.5.3 Potencial de Licuefacción Sin esfuerzo se ha hecho dentro de este proyecto para introducir efectos de licuefacción en el análisis de la estabilidad sísmica. Este tema ha sido
8.5.2 No Análisis de Corte
específicamente evitado debido a la complejidad de las cuestiones implicadas y
El mismo concepto como se describe en la subsección anterior se puede utilizar para
el debate en curso sobre el mejor enfoque para abordar la licuefacción.
definir una zona de “ningún análisis”. En este caso, si la relación C / D para la carga
Varios enfoques están siendo utilizados o propuestos.
gravedad es mayor que un valor predeterminado, entonces la pendiente será inherentemente seguro durante la carga sísmica, siempre y cuando no se produce licuefacción. Para pendientes de ingeniería, la mayoría de las agencias de transporte
•
El más simple son las relaciones empíricas sugeridas por Youd et al. (2002) para la estimación de desplazamiento durante Lat
requieren que el
Tabla 8-3. niveles de evaluación propuesta de No-análisis de corte. ángulo de la pendiente
F PGA PGA
3H: 1V
0.3
2H: 1V
0.2
104 eral difusión. Estas relaciones se basan en correlaciones empíricas entre el
Alguna vez, en ausencia de un enfoque de consenso dentro de la profesión para el
desplazamiento observado lateral, los parámetros del terremoto, y las condiciones
manejo de este problema, es difícil proporcionar orientación específica. La corriente di fi
del suelo. Este enfoque se aplica típicamente cerca de ríos u otros lugares donde
cultad en el desarrollo de un enfoque de resultados de incertidumbres en dos áreas: (1) la
las pendientes son suaves y podría existir una cara libre. En general, los
capacidad del suelo en su estado licuado, particularmente donde hay esfuerzos de
resultados de estos métodos se consideran más adecuados para la detección de
cizalladura estáticos (es decir, inclinada efectos de tierra) para el sitio y también donde el
posibles problemas de desplazamiento e implican demasiada incertidumbre para
suelo podría dilatarse bajo grandes deformaciones, y (2) los movimientos de tierra para
el diseño.
usar después de la onda sísmica viaja a través del suelo licuado. Mientras que los métodos numéricos, como Desra (1978), están disponibles para hacer frente a esta
• Un enfoque fue sugerido en el proyecto NCHRP 12-49 (Informe
NCHRP 472, 2002) para hacer frente a la licuefacción de estribos de puentes. Este enfoque incluye los efectos de la colocación de clavos pila de la fundación. Las combinaciones de la magnitud del terremoto, PGA sitio ajustados, y blowcounts SPT se utilizan para decidir si se requiere el análisis de licuefacción. Una resistencia residual se asigna a la capa licuado usando cualquiera de las dos relaciones empíricas (Seed y Harder, 1990; Olson y Stark, 2002). Si bien este enfoque es relativamente fácil de aplicar, que a menudo se critica que se basa en la activación relaciones de licuefacción y no tiene en cuenta adecuadamente los efectos de dilatación que se desarrollen en gran desplazamiento de tierra.
última cuestión, estos métodos están limitados en la disponibilidad de los diseñadores.
El enfoque utilizado para hacer frente a la licuefacción durante la pendiente sísmica y diseño de muro de contención tiene y probablemente seguirá requiriendo más investigación. Hasta que se alcance un consenso dentro de la profesión, el equipo del proyecto NCHRP 12-70 recomienda el uso de la metodología resumida en el Proyecto 12-49 NCHRP, pero proporcionando más palabras de advertencia sobre las limitaciones de este método.
8.6 Conclusiones En este capítulo se resume el enfoque recomendado para el análisis sísmico y diseño de pistas. La metodología utiliza métodos convencionales de análisis de
• Varios modelos de ordenador, tales como FLAC, también se usan comúnmente
estabilidad de la pendiente límite de equilibrio, en combinación con el método de
para investigar el problema de la estabilidad sísmica donde licuado fi suelos
Newmark para estimar desplazamientos. En relación con los métodos existentes,
capaces han identificado fi. Estos métodos parecen ser ampliamente utilizado por
el enfoque:
los diseñadores, a menudo sin tener una buena comprensión particular o aprecio por las incertidumbres del modelo. Una signi crítica fi no puede de este método es que las capas delgadas que conducen a tierra desplazamiento durante la licuefacción a menudo se ignoran.
• Incorpora los resultados de dispersión de la onda y estudios de movimiento de tierra que se resumen en los capítulos 5 y 6, incluyendo una ecuación que relaciona la PGV a la aceleración espectral en un segundo.
• El proyecto NCHRP 20-07 inicialmente sugirió que todo el tema de la licuefacción podía ser ignorado si la magnitud del sismo de diseño es inferior
• Utiliza un nuevo conjunto de ecuaciones para la estimación de los desplazamientos
a un valor de aproximadamente 6,5. La magnitud de control fue tomado de un
que se calibraron contra la base de datos fuerte movimiento NRC, por lo que las
estudio realizado por Dickenson et al. (2002) para el Departamento de
ecuaciones aplicables al CEUS, así como los Wu.
Transporte de Oregon. Es probable que Dickenson y sus co-autores no tenían la intención de su trabajo para ser utilizado de esta manera, y la información preliminar proporcionada por la comunidad geotécnica sugieren que este
El método propuesto se piensa que es relativamente fácil de usar y fácilmente
enfoque era demasiado poco conservador para su aprobación por la
adoptada por los diseñadores. Las cuestiones pendientes primarios son (1) el uso de
AASHTO.
este método para desarrollar un enfoque de “ningún análisis” y (2) una metodología adecuada para la introducción de potencial de licuefacción en el análisis. enfoques provisionales para abordar cada uno de estos problemas se dan en el capítulo; Sin
Hay pocas dudas de que la inestabilidad de las pendientes relacionadas licuefacción es una consideración importante en algunas localidades. Cómo-
embargo, se requiere más investigación en cada uno.
105
CAPÍTULO 9
Estructuras enterradas
En este capítulo se proporciona resultados de los análisis y estudios de sensibilidad
estructuras sobre el suelo. registros sísmicos de rendimiento para
realizados para estructuras enterradas. Estos estudios tratan de la TGD y no DGP. Los
alcantarillas y tuberías han sido muy f avorables, sobre todo si se compara
objetivos principales de la obra TGD fueron los siguientes:
con daños reportados a otras estructuras de carretera / transporte tales como puentes.
•
Identificar metodologías para la evaluación de la respuesta de la ovalización de conductos circulares, así como la respuesta de trasiego de conductos rectangulares, y
•
Llevar a cabo estudios paramétricos y evaluaciones paramétricas para los métodos que se propone.
Los resultados de los análisis llevados a cabo para hacer frente a estos objetivos se resumen en las siguientes secciones. Estos análisis se centraron en derivar un procedimiento racional para la evaluación sísmica de alcantarillas y t uberías que consideran los siguientes temas enterrados: (1) propiedades generales y características de alcantarillas y tuberías, (2) posibles modos de fallo para alcantarillas y tuberías sometidas a carga sísmica enterrados, (3) procedimientos utilizados en la práctica de diseño actual para evaluar la respuesta sísmica de estructuras enterradas, (4) derivación de procedimientos racionales detallados para evaluación sísmica de ambos alcantarillas y tuberías sujetas a TGD flexibles r ígidos y FL, teniendo en interacción suelo-estructura consideración, y ( 5) proporcionar recomendaciones sobre una metodología general para la evaluación sísmica bajo los efectos de PGD. Estos resultados consideran los dos alcantarillas flexibles y rígidos fl,
La razón principal para el buen desempeño de las estructuras enterradas ha sido que las estructuras enterradas se ven limitados por el suelo circundante. Es poco probable que pudieran moverse a cualquier fi no puede medida signi independiente de la superficie adyacente o ser sujeto a la vibración ampli fi cación / resonancia. En comparación con las estructuras de superficie, que son generalmente no soportada por encima de sus cimientos, estructuras enterradas pueden ser considerados para mostrar significativamente mayores grados de redundancia, gracias al apoyo de la tierra. El buen rendimiento también puede estar asociada en parte con los procedimientos de diseño utilizados para construir el muro de contención y la espalda fi ll especificaciones para las alcantarillas y tuberías.
Es importante que el suelo que rodea la estructura enterrada se mantiene estable. Si el suelo no es estable y se produce gran PGD (por ejemplo, resultante de la licuefacción, la solución, levantamiento, propagación lateral, o pendiente inestabilidad / deslizamiento de tierra), a continuación, signi fi daño no puede a las estructuras de alcantarillas de tubería se puede esperar. Aunque TGD debido al temblor también puede dañar estructuras enterradas, en comparación con los efectos de PGD, el daño es típicamente de un grado más limitado.
9.1 Rendimiento sísmica de alcantarillas y tuberías
9.2 Características Alcantarilla / Pipe productos Alcantarilla / tubos están disponibles en un amplio rango en términos de
El daño a las alcantarillas y tuberías enterradas durante los terremotos se ha
propiedades de los materiales, secciones de pared geométricas, tamaños y formas. tamaño de
observado y documentado por los investigadores anteriores (NCEER, 1996; Davis
las tuberías tan pequeñas como 1 pie y tan grandes como las alcantarillas con vanos de 40
y Bardet, 1999 y 2000; O'Rourke, 1999; YOUD y Beckman, 2003). En general, las
pies y más grandes se utilizan en aplicaciones de carretera. Pueden estar compuestas de
estructuras enterradas han obtenido mejores resultados en los pasados terremotos
hormigón, acero, aluminio, plástico, y otros materiales. La información detallada acerca de su
de
106 formas, gama de tamaños y usos comunes para cada tipo de alcantarilla o
existencia de un apoyo adecuado del suelo. Esta puede ser la debilidad de alcantarillas
tubería se resumen por Ballinger y Drake (1995).
flexibles, en caso de terremotos, porque el soporte del suelo puede reducirse o perderse durante la licuefacción u otros mecanismos de fallo de tierra permanente asociados con
9.2.1 Las alcantarillas y tubos flexibles
eventos sísmicos. Signi fi cativa la distorsión o el colapso de la sección transversal de la alcantarilla es probable que si el soporte del suelo se reduce o se pierde.
En general, las alcantarillas y tuberías se dividen en dos clases principales de los puntos de vista de diseño estático: flexible y rígido. alcantarillas y tuberías flexibles normalmente se componen de o bien de metal (por ejemplo, tubo de metal corrugado (CMP) de acero o de aluminio) o materiales termoplásticos (por ejemplo, polietileno de alta densidad o de PVC). alcantarillas y tuberías flexibles responden a las cargas de manera
9.2.2 Las alcantarillas y tuberías rígidas alcantarillas de la carretera rígidos y tuberías consisten principalmente de formas
diferente a las alcantarillas y tuberías rígidas. Debido a su rigidez ovalización es pequeña,
hormigonados reforzados que sean ya sea prefabricado o moldeado en el lugar. alcantarillas
en relación con el suelo adyacente, alcantarillas flexible y tuberías dependen del apoyo del
de hormigón en masa y las estructuras de tubos no se recomiendan para su uso en regiones
suelo firme y dependen de una gran capacidad de deformación para interactuar con el
sísmicas. Los tamaños de reforzada gama tubo de hormigón (RCP) (en diámetro) de
suelo circundante para mantener su forma, mientras que el apoyo de las presiones
aproximadamente 1 pie a 12 pies. Mayor RCP puede Prefabricado en el sitio o moldeado en el
externas impuestas sobre ellos.
lugar construido. Alcantarillas de cajón rectangular de cuatro lados se pueden suministrar elementos prefabricados en tramos que van desde 3 pies a 12 pies. luces mayores se pueden construir moldeado en el lugar. Tres lados de la caja prefabricados alcantarillas se pueden
Para el diseño estático, AASHTO actual modi fi caciones Diseño Puente LRFD requerir
suministrar en tramos de hasta 40 pies.
como mínimo, las siguientes consideraciones de diseño principales (además de la insuficiencia de la costura) para alcantarillas flexibles y tuberías: (1) de pandeo (colapso
A diferencia de las alcantarillas flexibles y tuberías, la capacidad de deformación de
general en sección transversal, así como el pandeo local de la sección de pared
alcantarillas y tuberías rígidas es mucho menor. alcantarillas rígidos deben desarrollar
delgada), y (2) límite de flexibilidad para construcción. Excepto para las grandes
significantes rigidez del anillo y la fuerza para soportar las presiones externas. Por lo tanto, no
estructuras de caja u otras grandes vanos con forma distinta de la circular [por McGrath,
son tan depende de la capacidad del suelo como alcantarillas flexibles.
et al., (2002) NCHRP Informe 473], generalmente no se requiere la consideración fuerza fl exión (es decir, flexión demanda momento) para alcantarillas flexibles y tubería.
Para el diseño estático, los métodos de diseño primarios utilizados para la tubería de hormigón prefabricado, ya sea reforzado o no reforzado, incluyen: (1) el método indirecto de diseño, basado en la prueba de laboratorio de cojinete threeedge, conocida como la
Ni actual AASHTO modi fi caciones Diseño Puente LRFD
prueba; (2) un procedimiento de diseño más directo que representa el momento de flexión,
ni el McGrath, et al. estudio (2002) ha abordado las preocupaciones de diseño sísmico de
cizalla, empuje / tensión, y de la grieta anchura (tronzado no es generalmente un problema
estructuras de alcantarillas. Desde el punto de vista de diseño sísmico, hay dos factores
con conversos rígidos y tuberías) alrededor de la periferia de la pared alcantarilla; y (3) los
principales que deben ser considerados:
métodos que emplea modelos numéricos computarizados que r epresentan el suelo-estructura efectos de interacción.
1. momento de flexión y de empuje evaluaciones: carga sísmica está en no simétrica de naturaleza general y por lo tanto puede resultar en flexión considerable en las estructuras de alcantarilla (incluso para alcantarillas forma circular). Además, el comportamiento de los conductos de pared delgada (como para las alcantarillas flexibles y tuberías) es vulnerable a pandeo. Este comportamiento difiere un poco de la de una estructura rígida de hormigón alcantarilla, para lo cual los momentos de flexión son a menudo el factor clave para juzgar el desempeño estructural. Para pandeo, de empuje (es decir, fuerza de aro) es el factor clave y el empuje inducido sísmicamente puede ser significativo, particularmente si el interfaz entre la alcantarilla o estructura de tubos y el suelo circundante se considera una condición antideslizante (Wang, 1993). Por lo tanto,
Para alcantarillas de cajón el diseño estático utiliza los mismos criterios que otras estructuras de hormigón armado (por ejemplo, vigas y columnas). En general, el efecto de suelos circundantes se explica por la aplicación de las presiones del suelo (activo o en reposo) directamente contra la pared en el modelo, en vez de totalmente aprovechando el efecto de interacción suelo-estructura. La mayoría del software informático disponible en el mercado actual se puede realizar el análisis estructural requerida para este diseño. Para otras formas estructurales, la consideración de interacción suelo-estructura se vuelve importante y por lo tanto generalmente se contabiliza mediante el uso de modelos numéricos computarizados.
9.3 Efectos generales de los terremotos y los modos de fallo potenciales Los efectos generales de los terremotos en alcantarillas y estructuras de tubos se pueden agrupar en dos amplias categorías: los temblores de tierra y el fracaso
2. Consideraciones del suelo de apoyo: Implícito en las actuales hipótesis de diseño AASHTO para alcantarillas flexibles es el
suelo. Las secciones siguientes describen cada categoría. Como se demostrará, el suelo-estructura inter-
107 acción juega un papel crítico en la evaluación del efecto de la carga sísmica para ambos alcantarillas y tuberías flexibles y rígidas fl. Un procedimiento de evaluación unificado se desarrolla en este capítulo para proporcionar un medio racional y fiables para las evaluaciones sísmicas así como el diseño realista para estructuras de alcantarillas y tuberías enterradas.
9.3.1 temblores de tierra temblor de tierra se refiere a la vibración de la planta producida por las ondas sísmicas que se propagan a través de la corteza terrestre. El área que está experimentando este temblor puede cubrir cientos de millas cuadradas en las proximidades de la ruptura de la falla. La intensidad de la agitación atenúa con la distancia desde la ruptura de la falla. Temblores de tierra movimientos están compuestos de dos tipos diferentes de ondas sísmicas, cada uno con dos subtipos:
•
Ondas de cuerpo viajan dentro del material de la tierra. Ellos pueden ser tanto las ondas longitudinales compresionales (p-) o las ondas de corte t ransversal (S-), y pueden viajar en cualquier dirección en el suelo.
•
Las ondas superficiales viajan a lo largo de la superficie de la tierra. Pueden ser las ondas
Figura 9-2. Ovalización y trasiego deformaciones.
de Rayleigh u ondas de amor.
Las deformaciones axiales y curvatura son inducidos por componentes de ondas Como terreno estable se deforma por las ondas que se desplazan, cualquier
sísmicas que se propagan a lo largo del eje de alcantarilla o tubería. La figura 9-1
alcantarillas o tuberías en el suelo también se deformarán. Las deformaciones de tierra
muestra las representaciones idealizadas de las deformaciones axiales y de
inducidos viajan sacuden o una onda s e llaman deformaciones de tierra transitorios.
curvatura. El comportamiento general de la estructura lineal es similar a la de una viga elástica sujeta a deformaciones o tensiones impuestas por el suelo circundante.
Cuando sujeto a deformaciones de tierra transitorios, la respuesta de una estructura de alcantarilla o tubería lineal enterrado se puede describir en términos de tres tipos principales de deformaciones: (1) las deformaciones axiales, (2) las deformaciones de curvatura (se refiere a la Figura 9-1), y (3) la ovalización (para la sección transversal circular) o trasiego (por sección transversal rectangular) deformaciones (se refiere a la Figura 9-2).
Actuales metodologías de análisis y diseño de sistemas de tuberías se desarrollaron normalmente para estructuras largas y lineales. Los principales modos de fallo para, estructuras de tuberías largas y continuas consisten en (1) la ruptura debido a la tensión axial (o tirar hacia fuera para tuberías segmentados articuladas), y (2) tronzado local (arrugas) debido a la compresión axial y fl exión fracaso. Si las tuberías están enterrados a poca profundidad, las tuberías continuas en compresión también pueden exhibir un comportamiento haz de pandeo (es decir, tronzado global con pandeo hacia arriba deflexiones). Si la rigidez axial de las estructuras es grande, tal como el que para un gran tubo de hormigón de sección, entonces el potencial de pandeo en la dirección longitudinal es pequeño, tanto para el pandeo local y de pandeo global.
Cabe señalar, sin embargo, que las estructuras de alcantarillas típicas para aplicaciones de transporte son generalmente de longitud limitada. Por esta condición, es en general poco probable que desarrollen significantes deformaciones axiales / curvatura transitorios a lo largo de las estructuras de alcantarillas. Los modos de fallo potenciales mencionados anteriormente no son propensos a tener lugar durante el terremoto. El objetivo principal de este capítulo no será sobre los efectos de las deformaciones axiales / curvatura. En cambio, el alcance de este capítulo se concentrará en las deformaciones transversales de alcantarillas y tuberías. La Figura 9-1. deformaciones axiales y curvatura.
108 Los ovalización o estanterías deformaciones de una estructura de alcantarilla o
Cada deformación permanente del suelo puede ser potencialmente catastrófica de
tubería enterrada pueden desarrollar cuando las ondas se propagan en una dirección
alcantarilla o estructuras de tubería, aunque los daños son generalmente localizados.
perpendicular o casi perpendicular al eje longitudinal de la alcantarilla o tubería, lo que
Para evitar tales daños, se requiere generalmente algún tipo de mejora del suelo, a
resulta en una distorsión de la forma de sección transversal de la estructura.
menos que el enfoque de diseño para esta situación es aceptar el desplazamiento,
Consideraciones de diseño para este tipo de deformación están en la dirección
localizar los daños, y proporcionar medios para facilitar las reparaciones.
transversal. La Figura 9-2 muestra la ovalización distorsión y trasiego de deformación asociado con una alcantarilla circular o tubería y una alcantarilla rectangular,
Características de la deformación permanente del suelo y sus efectos sobre la
respectivamente. El comportamiento general de la estructura puede ser simulada como
alcantarilla y las tuberías son extremadamente complejas y deben ser tratados en una
una estructura enterrada sujeto a deformaciones del suelo bajo una condición de dos
base de caso por caso. Es poco probable que los procedimientos de diseño simples o
dimensiones plano-deformación.
soluciones pueden desarrollarse debido a la naturaleza compleja del problema. En este capítulo, no se llevará a cabo un estudio detallado de los problemas asociados con la
Ovalización y trasiego deformaciones puede ser causada por verticalmente,
deformación permanente del suelo. En su lugar, se proporcionará sólo directrices y
propagando horizontalmente, o en oblicuo ondas sísmicas de cualquier tipo. Estudios
recomendaciones generales sobre la metodología para la evaluación sísmica bajo los
anteriores han sugerido, sin embargo, que la onda de corte de propagación vertical es la
efectos de la deformación permanente del suelo.
forma predominante de carga terremoto que gobierna el comportamiento ovalización / trasiego por las siguientes razones: (1), excepto posiblemente en las áreas muy cerca de código, el movimiento del suelo en la vertical dirección generalmente se considera menos grave que su componente horizontal, (2) cepas de tierra verticales son generalmente mucho más pequeños que el cizallamiento cepa debido a que el valor del módulo
9.4 sísmica actual práctica de diseño de alcantarillas u otras estructuras enterradas
constreñido es mucho mayor que la del módulo de cizallamiento, y (3) el catión amplificador de corte que se propagan verticalmente onda, particularmente en los suelos
Actualmente no existe una metodología de diseño sísmico estándar o directrices para
blandos o débiles, es mucho mayor que la propagación de onda de compresión
el diseño de estructuras de alcantarillas, incluyendo la Sección 12 dentro de la corriente
verticalmente y cualquier otro tipo de ondas que se desplazan en la dirección horizontal.
AASHTO modi fi caciones LRFD diseño de puente. El informe NCHRP 473 Recomendados
Por tanto, el análisis y la metodología presentada en este capítulo se refiere
Especi fi caciones para grandes Span-alcantarillas, ( N CHRP, 2002) no se ocupa de
principalmente a los efectos de la propagación de las ondas de corte vertical en la
cuestiones relacionadas con la evaluación sísmica de alcantarillas de tramo largo.
ovalización / extracción comportamiento de las alcantarillas o tuberías enterradas.
En el pasado, los procedimientos de diseño y análisis han sido propuesto por algunos investigadores y los ingenieros de diseño de tuberías (por ejemplo, gas y agua) o túnel sistemas (es decir, transporte o agua). Aunque algunos de estos
Cuando sujetos a la ovalización / extracción deformaciones, un modo de fallo tipo exión fl debido a los efectos combinados de momento de flexión y fuerza de empuje deben ser revisados. El modo de fallo exión fl es típicamente la principal preocupación de alcantarillas y tuberías rígidas, tales como las construidas con hormigón armado. Para alcantarillas flexibles y tuberías (normalmente, los conductos de paredes delgadas construidos con acero, aluminio, o termoplástico, tal como HDPE o PVC), que son susceptibles de ser controlados por pandeo, que puede ocurrir en el rango elástico de tensiones. Para el pandeo, el empuje es el factor clave y la asunción conservadora debe hacerse respecto a la condición de interfaz (deslizamiento o antideslizante) entre la superficie exterior del conducto y la tierra circundante.
procedimientos se pueden utilizar para el diseño y análisis de alcantarillas y tuberías (por ejemplo, la ovalización transversal / extracción deformación de la sección, la Figura 9-2), otros no se puede aplicar directamente, ya que sólo son aplicables para estructuras enterradas con una longitud de largo, o con una profundidad de enterramiento de profundidad. Además, existe signi fi disparidad entre los ingenieros no puede en relación con la filosofía y métodos de análisis aplicable a diversos tipos de estructuras de alcantarilla diseño apropiado.
Los dos párrafos siguientes proporcionan una breve descripción de los procedimientos y metodologías propuestas en el pasado para la evaluación sísmica de estructuras enterradas en general:
• O'Rourke (1998) proporciona una visión general de la ingeniería sísmica línea de vida, incluyendo el tratamiento de la evaluación sísmica de las tuberías. O'Rourke y Liu (1996) presentan una metodología detallada para evaluar la respuesta de
9.3.2 La falta de tierra fallo de tierra incluye ampliamente diversos tipos de inestabilidad del terreno tales
tuberías enterradas sujetos a efectos de los terr emotos. Tuberías respuestas a ambas transitoria deformación del terreno y la deformación permanente del suelo se abordaron en estos dos estudios. Sin embargo, el foco de estos estudios fue
como fallamiento, deslizamientos, licuefacción (incluyendo propagación lateral de
en el comportamiento de la tubería en la dirección longitudinal que es más
licuefacción inducida, la solución, flotación, etc.), y levantamiento tectónico y el
adecuado para una larga estructura de tubería enterrada continua. Aunque la
hundimiento. Estos tipos de deformaciones del terreno se llaman deformaciones
insuficiencia
permanentes de tierra.
109 Se desarrollaron criterios para la tensión axial y compresión axial (pandeo
Para tener en cuenta los efectos de la deformación del suelo transitoria de
local / arrugas y pandeo haz), no hubo discusiones relacionadas con el
estructuras de túnel, Wang (1993) desarrolló de forma cerrada y soluciones analíticas
procedimiento procedimient o de evaluación de la deformación ovalización transversal del
para la determinación de la ovalización / deformaciones estanterías sísmicamente
comportamiento comportami ento de la sección transversal de la tubería.
inducidos y las fuerzas correspondientes internos (como momentos y empujes) para aburrido, así como estructuras de túnel y -corte cubierta. El procedimiento presentado
•
Basándose en el rendimiento de campo de 61 tubos de metal corrugado (CMP)
por Wang de los túneles perforados se desarrolló a partir de una teoría que es familiar
que fueron sacudidos por el 1994 terremoto de Northridge, Davis y Bardet (2000)
para la mayoría de los ingenieros / subterráneos de minería (Peck et al., 1972). Se
proporcionan un enfoque actualizado para evaluar el desempeño sísmico de
presentaron los gráficos de diseño sísmico simples y fáciles de usar. Los gráficos de
conductos CMP. El enfoque de su estudio estaba en la ovalización y de pandeo
diseño se expresan principalmente en función de la rigidez relativa entre la estructura
(de la pared delgada de metal) de la sección de comportamiento transversal de la
y el suelo. Se han desarrollado soluciones para ambos llenos-slip y condiciones
CMP. Este enfoque implica los siguientes pasos generales:
antideslizantes en la interfaz entre el suelo y la superficie exterior del r evestimiento del túnel. Estas soluciones tienen plenamente en cuenta la interacción de la revestimiento
1. Estimación de la condición inicial de tensión de compresión en el conducto, que está relacionado con la profundidad de enterramiento.
del túnel con el suelo circundante. Los resultados fueron validados a través de una serie de elemento finito / diferencia analiza interacción suelo-estructura.
2. Estimación de la cepa suelo a la compresión inducida por una onda de corte de propagación vertical, que se calcula a partir de la solución de forma cerrada para deformación por cizallamiento transitoria, como pag/ 2 V s, s,d / γm ax = v pag/ ónde γ m áx es la cepa máximo de rotura transitoria de la
1 2
Para los túneles de cortar y de cobertura (con una forma rectangular), las soluciones de
pag es la horizontal de partícula máxima velocidad transversal al tierra, v pag
diseño se derivaron de un extenso estudio usando de elementos finitos dinámico, análisis de
conducto, y V s s es la velocidad promedio de onda de corte de la tierra
interacción suelo-estructura. suelo-estructura. Una amplia gama de, y parámetros de movimiento de tierra
circundante.
estructurales, geotécnicos fueron considerados considerados por Wang en su estudio. Específicamente,
3. Añadir las cepas de compresión estática y transitorios.
cinco diferentes tipos de geometría del túnel de corte y la cubierta fueron estudiados,
4. Comparación de la cepa así determinado con la cepa de compresión
incluyendo un barril, un exceso de uno de dos barril, y de doble barril con fi guraciones uno
crítica que podría causar pandeo dinámico (debido a la fuerza de aro)
por uno. Para cuantificar el efecto de la rigidez relativa de la respuesta revestimiento del
de la tubería de CMP. La cepa crítica de pandeo (o fuerza) se asumió
túnel, variando suelo per fi les y del suelo propiedades se utilizaron en los análisis
que era dependiente de la rigidez del suelo circundante (Moore, 1989).
paramétricos. Basándose en los resultados de los análisis paramétricos, un diagrama de diseño deformationbased deformationbased fue desarrollado para túneles de corte y de la cubierta.
La metodología derivada por Davis y Bardet, aunque más racional que la mayoría de los otros procedimientos, tiene algunos inconvenientes, inconvenientes, entre ellos:
Aunque estas soluciones fueron originalmente destinados a las estructuras de túneles (que se considera un tipo bastante rígida de la estructura), la metodología es racional e integral y proporciona un enfoque coherente y unificado para la solución
•
El procedimiento es aplicable sólo para tubos de pared delgada. El modo de fallo
del problema de conductos enterrados sujetos a los temblores de tierra,
considerado por el uso de este procedimiento es principalmente para el pandeo
independientemente independientemen te de si son rígidos o estructuras flexibles. Con algunos ajustes
y no incluye fl exión (es decir, la flexión) de la demanda y la capacidad de
este enfoque también es aplicable a las estructuras de alcantarillas y tuberías
evaluación. Este último es un modo de fallo muy importante que se debe
utilizadas normalmente para la construcción de carreteras. Por lo tanto, una
considerar para alcantarillas y tuberías rígidas (tales como las construidas con
discusión más detallada del método de Wang se da en la siguiente sección.
hormigón armado).
•
El efecto de la interacción suelo-estructura se consideró en la evaluación de la capacidad de pandeo, pero no en la evaluación de la demanda (es decir, terremoto inducida por cepas de tierra).
•
El método supone que las cepas en el tubo coinciden con los de la tierra circundante (es decir, la tubería se deforma de acuerdo con la
9.5 Metodología general y procedimientos recomendados La metodología general y los procedimientos recomendados para la ovalización
deformación del suelo en el campo de libre), sobre la base de la
de conductos circulares y el trasiego de conductos rectangulares desarrollados por
suposición de que no hay deslizamiento en el suelo- interfaz de tubería.
Wang (1993) se presentan en las dos secciones siguientes, respectivamente.
Esta suposición es incorrecta, como Wang (1993) señaló en su estudio. Wang concluyó que las cepas y deformaciones de un conducto enterrado puede ser mayor, igual, o menor que los de la tierra circundante en el campo de libre, en función de la rigidez relativa del conducto en el suelo circundante.
9.5.1 ovalización de conductos circulares El efecto ovalización sísmica en el revestimiento de un conducto circular es mejor definido en términos de cambio del diámetro del conducto
110 ( Δ re Δ re EQ) y fuerzas internas sísmicamente inducidos incrementales [por ejemplo,
usando el esfuerzo de cizallamiento terremoto inducida y el módulo de cizalla
momento de flexión ( METRO) ( METRO) y empuje / fuerza de aro ( T)]. T)]. C abe señalar que para
straincompatible del terreno circundante. En este enfoque, la cepa planta campo
los tipos flexibles de tuberías (tales como metal de pared delgada, ondulado o
de libre fi previstas a causa de las ondas de corte que se propagan verticalmente
noncorrugated, y tubos termoplásticos) pandeo es el modo de fallo más crítico y por
para el sismo de diseño se calcula utilizando la siguiente ecuación.
lo tanto la fuerza de empuje, ( T) ( T) e s la cantidad que rige en la evaluación. Para conductos rígidos (por ejemplo, construidas con hormigón armado), la deformación de la guarnición, el doblado, el empuje, así como las cepas materiales resultantes son todas las cantidades importantes. Estas cantidades pueden ser considerados
γ
=
máx
( 9-2
GRAMO metro metro
)
τ max = m áximo esfuerzo de cizallamiento terremoto inducida;
como demandas ovalización sísmicos para el revestimiento del conducto y se pueden determinar usando los siguientes pasos generales:
τ máx
re; = ( PGA / g) σ v R re;
σ v = p resión de sobrecarga vertical total en el cor- profundidad
responder a la solera de la alcantarilla o tubería; = γ t ( H + RE); γ t = p eso total de la unidad de suelo; H = espesor cobertura del suelo medida Paso 1: Estimar las cepas de tierra de campo de libre fi previstas a causa de las
desde el suelo sur-
ondas de corte que se propagan verticalmente verticalmente de los terremotos de diseño utilizando la
frente a la elevación de la corona; d = diámetro de la alcantarilla
siguiente fórmula:
γ máx
= VC s
SE
circular o tubería; R d = d ependiente de la profundidad factor de reducción de estrés;
( 9-1 )
= 1.0 - 0.00233z para z <30 pies donde z es la profundidad en el punto medio de la alcantarilla o tubería;
dónde
= 1.174 - 0.00814z por 30 pies
γ max = m áximo de deformación por cizallamiento campo de libre en la elevación
del conducto;
GRAMO m =e fectiva, módulo de cizallamient cizallamiento o compatible-deformación compatible-deformación de la
terreno circundante de la alcantarilla o tubería.
V s s = c izalla (S-) velocidad de las partículas pico de la onda en el conducto
elevación; y do se = v elocidad de la onda de cizalladura eficaz del sur- medio
redondeo del conducto.
Alternativamente, la deformación por cizallamiento de campo de libre máximo también se puede estimar mediante mediante un análisis más re fi Ned de libre respuesta del sitio de campo (por ejemplo, la realización de SHAKE analiza).
Cabe señalar que la velocidad de onda de corte efectiva de la onda de corte de propagación vertical ( do ( do SE) d ebe ser compatible con el nivel de cizallamiento cepa que puede desarrollarse en el suelo a la elevación del conducto bajo el sismo de diseño agitación.
Paso 2: Dada γ m ax, e l cambio de diámetro de campo de libre del conducto sería: Δ re EQ-FF
= 0 5. γ
máx
( 9-3
re
)
Sin embargo, si se considera el hecho de que hay un agujero / cavidad en el Un aspecto importante para la evaluación de los efectos de deformación del terreno transitorios en las estructuras de alcantarillas y tuberías es a primera determinar la cepa terreno en el campo de libre (en este caso Freefield deformación por esfuerzo cortante, γm ax) y luego determinar la respuesta de las estructuras a la cepa suelo. Para una estructura de alcantarilla o tubería construida a una profundidad significativa por debajo de la superficie del suelo, el parámetro de movimiento del terreno de diseño más adecuado para caracterizar los efectos de movimiento de tierra no es PGA. En su lugar, PGV (en este
suelo (debido a la excavación del conducto), entonces el cambio de diámetro en la tierra con la cavidad en la que sería: Δ re EQ = ± 2 γ
máx
( 1 - ν metro ) re
( 9-4
)
dónde ν m = la relación de Poisson de la superficie adyacente; y = D d iámetro de la estructura de conducto.
s) e caso de la onda S velocidad de partícula máxima, V máxima, V s) s un mejor indicador para
deformaciones de tierra (cepas) inducidos durante los temblores de tierra. Esto es
Es de notar que la ecuación (9-3) ignora el hecho de que hay una cavidad y
particularmente importante porque dado el mismo valor PGA sitio ajustada, la velocidad de
una estructura de conducto en el suelo, mientras que la ecuación (9-4) da cuenta
tierra pico previsto para CEUS podría ser mucho menor que el de la WUS. Los resultados
de la presencia de la cavidad, pero ignora la rigidez del conducto. La ecuación
basados en el estudio PGA frente PGV presentado en el capítulo 5 en este informe se
(9-4) es aplicable para un conducto flexible en un suelo competente. En este
deben utilizar en la evaluación de la tensión máxima de libre de campo de cizallamiento en
caso, el revestimiento del conducto se puede suponer razonablemente para
la ecuación (9-1).
ajustarse a la tierra circundante con la presencia de una cavidad en el mismo.
Sin embargo, para la mayoría de alcantarillas de la carretera y tuberías, las profundidades
En el estudio de Davis y Bardet (2000), se asumió que el CMP se ajustan a la
de enterramiento son generalmente generalmente poco profundo (es decir, dentro de los 50 pies de la
deformación del suelo de campo de libre (es decir, la ecuación 9-3). Para
superficie del suelo). En estas condiciones, es más razonable para estimar el esfuerzo máximo
conductos flexibles, como el CMP estudiados por Davis y Bardet, las
de rotura en campo libre
deformaciones reales de tubería /
111 cepas deberían haber estado más cerca de los valores pronosticados por la ecuación
Paso 3: El cambio de diámetro ( Δ re EQ) contabilidad para el suelo-estructura efectos de
(9-4) en lugar de por la ecuación (9-3), lo que sugiere que las cepas en los tubos
interacción a continuación, pueden ser estimadas usando la siguiente ecuación:
calculados en ese estudio fueron probablemente así subestimarse.
Esta práctica de diseño fi ed muy simplificada se ha utilizado frecuentemente en el pasado (es decir, la estimación de las deformaciones de tierra de campo de libre y
Δ re EQ = ± 1 3 1 (γ mkáxFD
Antideslizante ) ( Antideslizante ) completa
( 9-7
)
( 9-8
)
dónde
luego asumen que la estructura de conducto se ajustaría a las deformaciones de
k 1 = coeficiente de ovalización sísmica 12 1 ν
tierra de campo de libre). Al hacer esto, se ignora el efecto de interacción
( -
=
soilstructure. Esta práctica puede conducir a ya sea sobreestimada o subestimada respuesta sísmica del revestimiento estructural, dependiendo de la rigidez relativa
) ( 2 F + 5 -
metro
6 ν metro)
Los ovalización sísmica coef fi curvas cientes representa como una función de F y ν metro se
entre el suelo circundante y la alcantarilla.
presentan en la Figura 9-3.
El empuje máximo (aro) fuerza resultante ( T max) y el máximo momento de
Estudios adicionales adicionales por Wang (1993) llevaron a un procedimiento más racional en la estimación de la deformación de revestimiento real por de fi nir la rigidez relativa entre
flexión ( METRO ( METRO m ax) en el revestimiento se puede derivar como sigue:
un forro de circular y el suelo circundante utilizando utilizando dos relaciones designada como la relación de compresibilidad ( DO) y la relación fl exibilidad ( F), F), d e la siguiente manera
T máx
= ({
dieciséis ) k1E[
metro
(1 +
]
ν metro ) R γ
máx
} ( full slip )
( 9-9))
(Peck et al., 1972): METRO máx
CE= {
metro
(1 -
ν
12
} { ) REA
FE= {
metro
(1 -
ν
12
) R 3 } { 6 EI 1 1 ( 1 +
11
(1 +
ν
) ( 1 -2
metro
}
ν metro )
}
ν metro )
( 9-5
)
( 9-6
)
dónde
= ({
dieciséis ) k1E[
metro
(1 +
]
ν metro ) R 2 γ
máx
}
= RT máx ( full slip pag)
( 9-10
)
Cabe señalar que las soluciones proporcionadas aquí se basan en el supuesto de interfaz de deslizamiento completa (que permite tensiones normales, es decir, sin separación normal, pero no la fuerza de corte tangencial). De acuerdo con
mi m m = m ódulo de elasticidad compatible-deformación compatible-deformación de los alrededores
suelo; ν m = l a relación de Poisson de la superficie adyacente;
R = r adio nominal del conducto;
investigaciones anteriores, durante un terremoto, el deslizamiento en la interfaz es una posibilidad única para un conducto en suelos blandos, o cuando la intensidad de carga sísmica es muy alta. En la mayoría de casos, la condición en la interfase es entre-slip completo y no deslizante.
mi l = E l módulo elástico de revestimiento conducto; conducto; ν l = l a relación de Poisson de la guarnición de conducto;
En el cálculo de l as fuerzas y deformaciones en el revestimiento, es prudente
UN l = r evestimiento de área de sección transversal transversal por unidad de longitud a lo largo de la alcantarillainvestigar ambos casos, y el más crítico se debe utilizar en el diseño. La condición de
alineación axial;
deslizamiento completo da resultados más conservadores en cuanto a momento de flexión
t = revestimiento de espesor; y
máximo ( METRO ( METRO m ax) y reflexiones revestimiento de fl ( Δ re E Q). E ste conservadurismo es
yo l = m omento de inercia de revestimie revestimiento nto por unidad de longitud de túnel
deseable para compensar la subestimación potencial (alrededor de 15 por ciento) de las
(En la dirección axial).
fuerzas de revestimiento resultante de la utilización de un pseudo-estático
La relación fl exibilidad ( F) ( F) t iende a ser el factor determinante para la respuesta a la flexión del revestimiento (distorsión) mientras que la relación de compresibilidad ( DO) t iende a dominar el empuje / fuerzas de aro / cepas del r evestimiento. Cuando F Cuando F < 1 ,0, el revestimiento se considera más rígido que el suelo, y que tiende a resistir el suelo y por lo tanto se deforma menos de la que se produce en el campo libre. Por otro lado, cuando F> cuando F> 1 , se espera que el revestimiento para deformarse más que el campo de libre. A medida que la fl exibilidad proporción sigue aumentando, las fl eja la guarnición de más y más el campo de libre y puede llegar a un límite superior como la relación fl exibilidad se vuelve infinitamente grande. Este límite de deflexión superior es igual a las deformaciones mostradas por un suelo perforado, calculados por la ecuación (9-4) presentado anteriormente.
El módulo elástico compatible-deformación de la superficie adyacente ( mi metro) metro) debe ser derivado usando el módulo de cizallamiento compatible-deformación compatible-deformación ( GRAMO metro) metro) correspondiente a la velocidad de propagación de onda de corte efectiva ( do s e). Figura 9-3. Sísmica ovalización coeficiente K1.
112 modelo en la obtención de estas soluciones de cerca la forma en lugar de la condición de carga dinámica (es decir, algunos dinámica ampli fi efecto de cationes). Por lo tanto, las soluciones derivadas basan en el supuesto de deslizamiento completo se debe utilizar en la evaluación del momento (Ecuación 9-10) y de reflexión de respuesta (Ecuación 9-7) de un conducto circular (es decir, alcantarilla / tubo en este estudio).
El empuje / fuerza máxima aro ( T max) c alculado por la ecuación (9-9), sin embargo, puede ser significativamente subestimada bajo la condición de corte simple sísmica y puede conducir a resultados no seguros, en particular para conducto de pared delgada (alcantarillas flexible y tuberías) donde el potencial de pandeo es el modo de la tecla fallo potencial. Se recomienda que la suposición de interfaz no deslizante ser utilizado en la evaluación de la respuesta de la guarnición de empuje. La expresión resultante, después de modificaciones basadas en el trabajo de Hoeg (Schwartz y Einstein, 1980), es:
Figura 9-4. Seismic empuje / aro respuesta fuerza coeficiente, k 2 ( no deslizante de interfaz; proporción suelo de Poisson = 0,2).
T máx =
{ k 2E[
metro
2 1( ν +
) ] R γ máx
metro
} sin deslizamient o
( 9-11
)
Cuando el empuje / respuesta fuerza aro coeficiente k 2 se define como:
k2
= +1
{
F
[ ( 1 -2
{ F [ ( 3 +
do [ 2
22ν
8 -
ν
) - -( 1 2
ν
metro
) do ] -
12
metro
( 1 -2 ν metro )
2
do + 2
}
) + -( 1 2 5 ν metro ) do ]
metro
ν
+
metro
6ν
2
] + - 6 8 ν metro }
metro
9 (--12)
Una revisión de la Ecuación (9-11) y la expresión de k 2 sugiere que la respuesta máxima de empuje revestimiento / fuerza de aro es una función de la relación de compresión, relación de flexibilidad, y la relación de Poisson. Las figuras 9-4 a través de 9-6 describen gráficamente sus interrelaciones. Como muestran las parcelas:
Figura 9-5. Seismic empuje / aro respuesta fuerza coeficiente, k 2 ( no
• Los sísmicamente inducidos empuje / aro fuerza aumenta con la disminución de la
deslizante de interfaz; proporción suelo de Poisson = 0,35).
relación de compresión y la disminución de la flexibilidad
Figura 9-6 Seismic empuje / fuerza aro coef respuesta deficiente, k 2 ( no deslizante de interfaz; proporción suelo de Poisson = 0,5).
113
•
relación cuando el valor de la relación de Poisson de la superficie adyacente es
poses, la rigidez trasiego se puede obtener mediante la aplicación de una fuerza lateral
menor que 0,5.
unidad en el nivel del techo, mientras que la base de la estructura está restringido contra la
Cuando la relación de Poisson se aproxima a 0,5 (por ejemplo, para la arcilla sin escurrir
traducción, pero con las articulaciones libres para girar. La rigidez trasiego estructural se
saturada), la respuesta de empuje del revestimiento es esencialmente independiente de
define como la relación de la fuerza aplicada al desplazamiento lateral resultante.
la relación de compresibilidad.
Paso 3: Deducir la relación fl exibilidad ( F R EC) d e la estructura rectangular
Las soluciones teóricas y su aplicabilidad a estructuras típicas de alcantarilla
usando la siguiente ecuación:
y tubería es más ed fi verificación para razonabilidad por análisis numérico
= ( G metro K
presentado en la siguiente sección.
F rec
9.5.2 Trasiego de conductos rectangulares
dónde
) ( LH )
( 9-14
)
L = anchura de la estructura; y
deformaciones de estanterías se define como el diferencial de lado los movimientos
GRAMO m = p romedio compatible-deformación módulo de cizallamiento de la sur-
entre las elevaciones superiores e inferiores de las estructuras rectangulares, que se
redondeo suelo.
muestran como “ Δ s ” En la Figura 9-7. Las fuerzas resultantes estructurales internos o cepas de material en el revestimiento asociada con la deformación trasiego sísmica ( Δ
s
se
s)
puede derivar mediante la imposición de la deformación diferencial en la estructura en
La relación fl exibilidad es una medida de la rigidez relativa trasiego de la superficie adyacente a la rigidez trasiego de la estructura. La derivación de F r ec se
un simple análisis del marco estructural.
representa esquemáticamente en la Figura 9-8. El procedimiento para determinar Δ s y las fuerzas internas estructurales Paso 4: basada en la flexibilidad de la razón obtenido forma el paso 3 anterior,
correspondientes [momento de flexión ( METRO), empuje ( T), y la cizalladura ( V)], teniendo en cuenta las suelo-estructura efectos de interacción, se
determinar la relación de trasiego ( R REC) p ara la estructura usando la Figura 9-5 o la
presentan a continuación (Wang, 1993).
expresión siguiente: R rec = 2 F rec
Paso 1: Estimar cepas de tierra la fi de libre ELD γ m ax ( en la elevación estructura) causada por las ondas de corte que se propagan verticalmente de los terremotos de
( 1 + F rec )
( 9-15
)
La relación de trasiego se define como la relación de deformación trasiego real de la
diseño, consulte la ecuación (9-1) o la ecuación (9-2) y los debates relacionados
estructura a la fi de libre ELD deformación trasiego en el suelo. Los sólidos puntos de
presentados anteriormente en la Sección 9.4.1. Determinar el diferencial de libre fi
datos triangulares en la figura 9-9 se generaron datos mediante la realización de una
desplazamientos relativos de campo ( Δ c ampo de libre) correspondiente a la parte superior y las elevaciones inferiores de la estructura rectangular / caja por:
serie de elementos finitos dinámico análisis en un número de casos con diferentes propiedades del suelo y estructurales, con fi guraciones estructurales, y características de movimiento de tierra. Nótese, sin embargo, estos datos fueron generados por el uso
Δc ampo libre
( 9-13
= H γ máx
)
de parámetros estructurales representante de túneles típicos de transporte durante el desarrollo original de esta metodología de diseño. La validez de este gráfico diseño era
dónde H es la altura de la estructura.
más tarde Veri fi ed y ajustarse según sea necesario mediante la realización de
Paso 2: Determinar la rigidez trasiego ( K s) d e la estructura de un simple análisis del marco estructural. Para PUR práctica
Figura 9-7. Acumulando deformaciones de un conducto rectangular.
114
Figura 9-8. rigidez relativa de suelo frente marco rectangular.
Figura 9-9. Acumulando relación entre la estructura y campo de libre.
115 han sido validados a través de una serie de análisis numéricos paramétricos. Las aplicaciones de estos sencillos gráficos de diseño de túneles vehiculares / tránsito también se han aplicado con éxito en proyectos del mundo real en el pasado, en particular para túneles profundos rodeados de un terreno relativamente homogénea.
Hay, sin embargo, las diferencias entre los túneles vehiculares / tránsito y alcantarillas y tuberías enterradas. Por ejemplo, las estructuras de túnel son generalmente de grandes dimensiones y tienen típicamente mucho mayor rigidez estructural que el de alcantarillas y estructuras de tubos. Además, alcantarillas y tuberías son generalmente enterrados a poca profundidad en el que el procedimiento simplificada desarrollado para túneles profundos
Figura 9-10. análisis Marco simple de las deformaciones
puede no ser necesariamente directamente aplicable.
de estanterías.
Para abordar los problemas discutidos anteriormente, el análisis numérico utilizando
análisis numérico similar utilizando parámetros que son representativos de las
procedimientos de diferencia nite elemento / fi finitos se realizó para una amplia gama de
estructuras de carretera alcantarilla.
parámetros representativos de propiedades de alcantarilla reales y geometrías (es decir,
Como se indica en la figura 9-9, si F = rec 1 , la estructura es con-
para flexibles, así como alcantarillas rígidos). Además, el análisis paramétrico incluye la
sidered tenga la misma rigidez trasiego como el terreno circundante, y por lo tanto la distorsión trasiego de la estructura es aproximadamente la misma que la de la
condición de la construcción en términos de profundidad de enterramiento. El análisis, suposiciones y resultados se presentan en las siguientes secciones.
planta en el campo libre. Cuando F r ec se aproxima a cero, lo que representa una estructura perfectamente rígida, la estructura no estante sin tener en cuenta la distorsión de la tierra en el campo libre. por F rec> 1.0 la estructura se convierte en fl relativa flexible al suelo, y la distorsión de trasiego será Magni ed fi en comparación con la distorsión de cizallamiento de la planta en el campo libre. Este efecto fi cación Magni no es causada por el efecto de la dinámica de cationes fi cador. Más bien se atribuye al hecho de que el suelo tiene una cavidad en ella en comparación con la condición de campo libre.
la siguiente relación: Δ campo libre
Los distintos parámetros estudiados en este análisis se resumen en la Tabla 9-1.
Paso 5: Determinar la deformación trasiego de la estructura ( Δ s) u sando
Δ s R = rec
9.6.1 Tipos de Estructuras y otros parámetros utilizados en la evaluación
9.6.2 Supuestos y resultados del modelo Se realizaron seis series de análisis paramétricos. Supuestos realizados y
9-16 ( )
los resultados de estos análisis se resumen en las siguientes secciones.
Paso 6: La demanda sísmica en términos de fuerzas internas ( METRO, T, y V) así como cepas de material pueden ser calculados mediante la imposición de Δ
s
de la
estructura en un análisis del marco tal como se representa en la figura 9-10.
9.6.2.1 Análisis paramétrico-Set 1 Los supuestos del modelo 1-SET. El análisis- paramétrico Set 1 (el conjunto de
Cabe señalar que la metodología desarrollada anteriormente estaba destinado a
referencia) comenzó con un tubo de diámetro de 10 pies de acero corrugado (o un
abordar los efectos incrementales debidos a la deformación del suelo solamente
revestimiento placa de revestimiento equivalente) y un tubo de hormigón prefabricado diámetro
transitoria terremoto inducida. Los efectos sísmicos de trasiego transitoria / ovalización
de 10 pies para representar un flexible y una estructura de alcantarilla rígido, respectivamente.
deformaciones en alcantarillas y tuberías deben ser considerados adicional a los efectos
propiedades especí fi cos usados para estos dos tipos diferentes de estructuras de alcantarilla
normales de carga de pago, pavimento, y cargas de las ruedas y, a continuación en
se presentan en la Tabla 9-2.
comparación con los diversos criterios de fallo se consideran relevantes para el tipo de estructura de alcantarilla en cuestión.
El suelo pro fi le utiliza para Set 1 análisis paramétrico se asumió que era una profunda (de 100 pies de espesor) de depósito homogéneo suelo que recubre una base rígida (por ejemplo, roca base). La asumido módulo de Young y el coeficiente de
9.6 Análisis paramétrico y Verificación
Poisson están mi m = 3 000 psi y ν m = 0 ,3, respectivamente. Se reconoce que se trata de una representación ideal de las condiciones reales; Sin embargo, estas condiciones proporcionan una buena base para hacer la comparación en el análisis paramétrico.
Sección 9.5 presenta la ovalización racional y estanterías procedimientos de análisis lo suficientemente robusta como para tratar varios tipos de estructuras de conductos enterrados. Algunos gráficos de diseño simples también se han desarrollado para facilitar el proceso de diseño. Estos gráficos de diseño
Para tener en cuenta los efectos de la cubierta de suelo poco profundo, cinco casos de diferentes profundidades de empotramiento se analizaron para cada alcantarilla
116
Tabla 9-1. Parámetros utilizados en el análisis paramétrico. parámetros Tipos de estructura
descripciones ALCANTARILLAS flexible:
Corrugado de aluminio tubo ondulado de acero tubo corrugado tuberías de HDPE ALCANTARILLAS rígido:
Reforzada tubos de hormigón armado Hormigón Tipo Box Las profundidades de enterramiento
5d, 3d, 2d, 1d, 0.5d, ( “D” representa el diámetro de un tubo circular o la altura de una alcantarilla caja de hormigón)
Tipos cruzar sección de
Plaza Circular Plaza caja
la geometría
rectangular caja rectangular de 3 lados de 3 lados
Las alcantarillas circulares de
(5 pies) de diámetro mediano de 10
diámetros
pies (Diámetro Mayor)
La rigidez de la pared de alcantarillas circulares
ALCANTARILLAS flexible:
I = 0.00007256 pies 4 /f t, E = 2.9E + 07 psi (de acero) I = 0.00001168 ft 4 /f t, E = 1,0E + 07 psi (de aluminio) I = 0.0005787 ft
4 /f t,
E = 1.1E +
05 psi (HDPE) Dimensiones del tamaño de la
10 pies x 10 pies: caja cuadrada y de la plaza de 3 lados 10 pies x 20 pies: caja
caja de alcantarillas
rectangular y rectangulares de 3 lados
La rigidez de la pared de la caja de alcantarillas
ALCANTARILLAS rígido:
I = 0.025 pies 4 / ft, t = 0,67 ft, E = 4.0E + 06 psi (hormigón) I = 0,2 ft
f t, t
4/
= 1,33 ft, E = 4.0E + 06 psi (hormigón)
Propiedades del suelo circundante *
E = 3.000 psi (tierra firme) E = 7.500 psi (Planta muy rígido) Unidad Peso total = 120 libras por pie cuadrado
* Nota: Los valores del módulo de Young utilizados en este estudio son sólo para fines de análisis paramétrico.
Tabla 9-2. Análisis paramétricos establecidos propiedades de revestimiento 1-alcantarilla (conjunto de referencia).
Alcantarilla rígido Propiedades de alcantarilla
(Tubería de Concreto)
Diámetro de la alcantarilla, pies
Módulo E / (1-v de Young 2), u tilizado en 2-D Plano Strain Condiciones, psi
10
4.0E + 06
Alcantarilla flexible (corrugado tubo de acero)
10
2.9E + 07 0.00007256 pies 4 / f t (=
Momento de inercia I, pies 4 / p ie Área de la sección A, pies 2 p or pie
0.025 pies 4 / pie
0.67
1,505 en 4 / pie)
0.02
EI (lb-ft 2 por pie)
1.44E + 07
3.03E + 05
AE (lb por pie)
3.86E + 08
8.35E + 07
El coeficiente de Poisson
Nota: Terreno Estado (tierra firme con mi m = 3 000 psi, ν m = 0 .3).
0.3
0.3
117 Tabla 9-3. Los análisis realizados para profundidades de empotramiento variable.
El suelo de la
casos analizados
cubierta H (pies)
Diámetro de la alcantarilla
d (pies)
La profundidad de empotramiento
Ratio, H / d
Caso 1
50
10
5
caso 2
30
10
3
caso 3
20
10
2
caso 4
10
10
1
caso 5
5
10
0.5
caso 6
2
10
0.2
tipo (es decir, del tipo flexible y el tipo rígido). Los seis casos de profundidades de empotramiento se indican en la Tabla 9-3.
Resultados del Análisis Conjunto-1. Las figuras 9-19 y 9-20 muestran ejemplos de respuesta forro de alcantarilla en términos de forro de empuje / fuerzas de aro y
Las figuras 9-11 a través 9-15 muestran las mallas de diferencia finitos (usando
momentos de flexión, respectivamente. Ejemplos presentados en las Figuras 9-19 y
programa de ordenador FLAC) utilizado para el análisis paramétrico que representa las
9-20 son para la alcantarilla flexible en las condiciones del caso 1 (es decir, con una
profundidades de empotramiento alcantarilla variables. Figura 9-16 gráficamente define la
cubierta de suelo de 50 pies de profundidad). Como se indicó, la respuesta máxima
“Relación de profundidad de empotramiento” citada en la tabla 9-3. Figura 9-17 muestra el
(es decir, los lugares más vulnerables) se produce en los lugares kneeand-hombro
revestimiento alcantarilla modelado como elementos de viga continua en la fi diferencia
alrededor del revestimiento, consistente con el mecanismo de daño / daños
noche, análisis de interacción suelo-estructural.
generalmente observada para tuberías enterradas / alcantarillas (así como túneles circulares) durante grandes terremotos en el pasado (véase el boceto mecanismo
Todo el sistema de suelo-estructura se sometió a un fi arti aplicado cialmente
representado en la Figura 9-2).
aceleración pseudo-horizontal de 0,3 g (aceleración de la gravedad), la simulación de las ondas de corte que se propagan verticalmente terremoto inducida. Como resultado, se producirá desplazamiento de cizalladura lateral en la sobrecarga del suelo. A simple, de
Usando la información de revestimiento presenta en la Tabla 9-2 y las propiedades
pseudo aceleración uniforme y una simple, suelo uniforme per fi l (con un módulo de
del suelo de la superficie adyacente (es decir, mi m =
rigidez del suelo uniforme) se asumieron para la simplicidad y son deseables en análisis
3000 psi, ν m = 0 .3), la relación de compresión ( DO) y la relación de fl exibilidad ( F) p ara
paramétrico. Figura 9-18 presenta el desplazamiento resultante lateral del suelo per fi l
las dos alcantarillas se calcularon utilizando la ecuación (9-5) y la ecuación (9-6),
bajo aceleración lateral de 0,3 g.
respectivamente. Sus valores se presentan en la Tabla 9-4. Los resultados del análisis en términos de
Figura 9-11. Caso 1 fi malla diferencia nite (cobertura del
Figura 9-12. Caso 2 fi malla diferencia nite (cobertura del
suelo = 50 pies).
suelo = 30 pies).
118
Figura 9-13. Caso 3 fi malla diferencia nite (cobertura del
Figura 9-15. Caso 5 fi malla diferencia infinita (cobertura del
suelo = 20 pies).
suelo = 5 pies).
deformaciones de revestimiento (cambios de diámetro) se presentan en las Tablas 9-5 y
aproximadamente el 15 por ciento a 20 por ciento. Este resultado es consistente con
9-6.
estudios previos como se discute en la Sección 9.5.1.
A partir de estos análisis se hicieron las siguientes observaciones: Los datos contenidos en la Tabla 9-6 se presentan gráficamente en la figura 9-21. Como
• alcantarillas flexibles experimentan una mayor deformación de la deformación del terreno
se ve, la alcantarilla flexible se deforma significativamente más que el campo libre debido a
en el campo de libre para los casos tanto de deslizamiento completa y antideslizantes.
su relación de fl exibilidad ( F = 22.6) es significativamente mayor que 1,0, lo que sugiere la planta es mucho más rígido que el revestimiento. Para la alcantarilla rígido con F = 0.482
• alcantarillas rígidos experimentan menos deformación que la deformación del terreno en el campo de libre para los casos tanto de deslizamiento completa y antideslizantes.
• La condición de deslizamiento completo da valores más conservadores de reflexiones revestimiento de fl ( Δ re EQ) q ue la condición antideslizante por
<1,0, el revestimiento es más rígida que la tierra y por lo tanto se deforma menos que el campo de libre.
Figura 9-22 muestra los efectos de profundidad alcantarilla empotramiento en las deformaciones que recubren, expresadas por las proporciones del revestimiento para Free- fi deformación ELD. Se puede observar que las proporciones del revestimiento para de libre deformación de campo se mantuvo casi sin cambios para una relación de empotramiento de 1,0 o mayor. Cuando el empotramiento
Figura 9-14. Caso 4 fi malla diferencia nite (cobertura del suelo = 10 pies).
Figura 9-16. Definición de relación de profundid ad de empotramiento.
119 vert que para la alcantarilla flexible. La relación de empuje presenta en la figura 9-23 se define como el empuje máximo revestimiento obtenido a partir del análisis fi diferencia nite normalizada a la que se deriva utilizando las soluciones de cerca la forma en las ecuaciones (9-11) y (9-12) (para la no- condición interfaz de deslizamiento). Como se indica, la solución de cerca forma teórica sobreestima algo las fuerzas revestimiento de empuje / aro cuando la alcantarilla está enterrado a poca profundidad. Para una alcantarilla rígido, la sobreestimación no es más que 15 por ciento. Para una alcantarilla flexible la sobreestimación es insignificante. La figura también muestra que el efecto de empotramiento es insignificante cuando la relación de empotramiento es mayor que aproximadamente 3 o 4.
Los efectos de empotramiento sobre la respuesta de flexión se ilustran en la figura 9-24. Basándose en los resultados de los análisis, parece que el potencial para la sobreestimación de la demanda de flexión ocurriría para los tipos rígidos de estructuras de alcantarilla enterrados a poca profundidad por tanto como 30 a 35 por ciento. Figura 9-24 también sugiere que los efectos de profundidad de empotramiento sobre la respuesta de flexión son insignificantes cuando la relación de profundidad de empotramiento es mayor que aproximadamente 3. Figura 9-17. Alcantarilla número elemento de viga.
Cabe señalar que la razón principal para la sobreestimación en empuje y las fuerzas de flexión es que el campo de deformación por cizallamiento suelo de libre máxima
relación es menor que 1,0, la relación del cambio de diámetro alcantarilla real a la
utilizada en el cálculo de las soluciones CloseForm (Ecuación 9-11 y la Ecuación 9-12) es
deformación de campo de l ibre disminuye gradualmente.
la tensión máxima de cizallamiento que se produce en la solera de la alcantarilla (en lugar
La profundidad de empotramiento alcantarilla, sin embargo, mostró algunos efectos en
de la deformación por cizallamiento de campo de l ibre promedio dentro de la profundidad
la fuerza de empuje / aro y la respuesta del revestimiento de flexión, como se indica en las
de alcantarilla). Estos resultados sugieren que la cepa de tierra de campo libre máxima
figuras 9-23 y 9-24. El efecto de empotramiento en la respuesta de empuje es más
está en el lado seguro.
evidente para el cul- rígido
Figura 9-18. deformaciones suelo sometido a pseudo aceleración lateral de 0,3 g.
120
Figura 9-19. Alcantarilla revestimiento de empuje / distribución de la fuerza de aro (por alcantarilla flexible en Set 1, Caso 1 geometría).
La figura 9-20. forro de alcantarilla de distribución de momentos de flexión (para alcantarilla flexible en el Grupo 1, la geometría Caso 1).
121
Tabla 9-4. Alcantarilla compresibilidad forro y flexibilidad utilizan en el análisis. Alcantarilla flexible
Alcantarilla rígido
propiedades
(corrugado tubo de acero)
(Tubería de Concreto)
Relación de compresión, do
0,011
0.05
Relación de flexibilidad, F
0,482
22.6
Tabla 9-5. Free- campo cepa suelo y el cambio de diámetro. forma cerrada de tierra en campo libre En campo libre al suelo máxima de cizallamiento Caso No. (Relación de
Cambiar el diámetro medio de la ecuación. 9-3 de
Strain (de Análisis FLAC)
Δ D = 0,5 * D * γ máx
γ máx
(pies)
Caso 1 (H / D = 5)
0,0129
0,065
Caso 2 (H / D = 3)
0,0085
0,043
Caso 3 (H / D = 2)
0,0064
0,032
Caso 4 (H / D = 1)
0,004
0.02
Caso 5 (H / D = 0,5)
0,003
0,015
Caso 6 (H / D = 0,2)
0,0022
0,011
empotramiento)
Nota: El campo libre cepa máximo de rotura del suelo es la tensión máxima de cizallamiento que podrían ocurrir dentro de toda la profundidad de la alcantarilla (es decir, de la corona a la invertido). En el análisis FLAC pseudo-estático, los esfuerzos máximos de tierra cizallamiento se producen en el invertido en todos los casos.
Tabla 9-6. diámetro Alcantarilla cambio-efecto de la condición interfaz de deslizamiento. Alcantarilla de diámetro Cambio Cambio alcantarilla Diámetro (pies) para la Caso No. (Relación de
interfaz completa del resbalón de Uso
(pies) para no deslizante de interfaz con FLAC
Diámetro de cambio de relación no
Eq. 9-7
Análisis
Caso 1 (H / D = 5)
0,169
0,129
0,77
Caso 2 (H / D = 3)
0,111
0,082
0.74
Caso 3 (H / D = 2)
0,084
0,059
0.70
Caso 4 (H / D = 1)
0,052
0,036
0.68
Caso 5 (H / D = 0,5)
0,039
0,024
0.62
Caso 6 (H / D = 0,2)
0,029
0,018
0.62
Caso 1 (H / D = 5)
0,042
0,034
0.80
Caso 2 (H / D = 3)
0,028
0,021
0,77
Caso 3 (H / D = 2)
0,021
0,015
0,72
Caso 4 (H / D = 1)
0,013
0,009
0.67
Caso 5 (H / D = 0,5)
0,010
0,006
0.57
Caso 6 (H / D = 0,2)
0,007
0,004
0.51
empotramiento)
deslizante en Full-Slip
Por flexible Alcantarilla
Para Alcantarilla rígido
122
La figura 9-21. deformaciones de alcantarilla frente a deformaciones de campo de libre.
La figura 9-23. efectos de empotramiento en la alcantarilla máximas fuerzas de empuje / aro.
Análisis paramétrico adicional y los resultados. análisis paramétricos adicional incluido (1) diferentes tamaños alcantarilla / tubo circular; (2) diferente alcantarilla / material de la tubería, tal como tubos de aluminio y HDPE corrugado; (3) diferente rigidez
alcantarilla rígido. Del mismo modo para la alcantarilla fl exible, do y F se redujeron
del suelo; (4) alcantarillas cuadradas y rectangulares de forma (construidas con hormigón
0,05 a 0,025 y 22,6 hasta 2,856, respectivamente (véase la Tabla 9-7).
armado; (5) fl 3 unilateral en techo alcantarillas de hormigón rectangular;. Y (6) diferente rigidez de la pared alcantarilla / tubo Estos análisis adicionales se utilizaron para verificar además que con algunas modificaciones, las soluciones de cerca forma desarrollada para
Resultados de los análisis-Set 2. Las figuras 9-25 a través 9-27 presentan los
profundos túneles perforados circulares y túneles de cortar y de cubierta rectangulares
resultados de análisis FLAC. En comparación con los resultados del análisis de Set 1 (se
(véase la Sección 9.5) también puede ser utilizado para las estructuras de alcantarillas
refiere a las figuras 9-22 a través 9-24), el conjunto 2 resultados indicaron que:
circulares y rectangulares.
• Las proporciones de la deformación alcantarilla real a de libre deformación del suelo de campo fueron significativamente reducido, lo que refleja el efecto de una mayor rigidez
9.6.2.2 Análisis paramétrico-Set 2 Los supuestos del modelo-Set 2. Supuestos y parámetros utilizados en paramétrica Set análisis 2 son los mismos que los utilizados en Set 1 (el caso de referencia), excepto (1) el diámetro de la alcantarilla se redujo de 10 pies a 5 pies; (2) el total del suelo per fi l de profundidad se ha reducido de 100 pies a 50 pies; y
revestimiento alcantarilla debido al diámetro alcantarilla reducida.
• La respuesta de flexión y fuerza de empuje de la alcantarilla diámetro de 5 pies más pequeño, cuando se normaliza a las soluciones CloseForm, muestran tendencias similares a la de la alcantarilla más grande (diámetro de 10 pies). Sobre la base de resultados en la
(3) la profundidad de empotramiento alcantarilla se redujo a la mitad en cada caso
figura 9-26, cuando la profundidad de enterramiento es pequeño, las soluciones de cerca de
respectivo para mantener la misma relación de empotramiento ( H / d). Debido a
formulario (utilizando el valor conservador máximo de libre campo suelo cepa en la
esta reducción en el tamaño de la alcantarilla la relación de compresión resultante
elevación alcantarilla Invertir) tienden a sobrestimar la respuesta de empuje en hasta
( DO) s e redujo 0,011 a 0,005 y la relación fl exibilidad ( F) se redujo 0,482 a 0,061
aproximadamente 20 por ciento para la alcantarilla flexible. Para la alcantarilla rígida la
para el
sobreestimación es mayor que aproximadamente 30 por ciento en profundidad de enterramiento muy poco profunda.
La figura 9-22. Las relaciones de las deformaciones de alcantarilla frente a
La figura 9-24. efectos de empotramiento en los momentos de flexión máxima de la
deformaciones de campo de libre.
alcantarilla.
123 Tabla 9-7. Análisis paramétrico establecer las propiedades de revestimiento 2-alcantarilla.
Alcantarilla rígido Propiedades de alcantarilla
(Tubería de Concreto)
Diámetro de la alcantarilla, pies
Módulo E / (1-v de Young 2), psi
5
Alcantarilla flexible (corrugado tubo de acero)
5
4.0E + 06
2.9E + 07
Momento de Inercia, pies 4 / pie
0,025
0.00007256
Área de la sección, pies 2 p or pie
0.67
0.02
EI (lb-ft 2 por pie)
1.44E + 07
3.03E + 05
AE (lb, por ft)
3.86E + 08
8.35E + 07
El coeficiente de Poisson
0.3
0.3
Compresibilidad, do
0,005
0,025
Relación de flexibilidad, F
0,061
2,856
Nota: Terreno Estado (tierra firme con mi m = 3 000 psi, ν m = 0 .3).
El efecto de profundidad de empotramiento superficial en flexión muestra tendencias
Esto sugiere que la metodología analítica y procedimiento previamente presentado
similares a la respuesta de empuje (consulte la Figura 9-27).
en la Sección 9.5 proporcionan un enfoque robusto a la contabilidad para el efecto de interacción suelo-estructura en la evaluación del comportamiento sísmico de
9.6.2.3 Análisis paramétrico-Set 3 Los supuestos del modelo 3-SET.
alcantarillas con características variables. En este conjunto de análisis de la como-
suposiciones y los parámetros son los mismos que los utilizados en Set 1 (el caso de referencia), excepto (1) la alcantarilla flexible se cambió de tubo de acero corrugado para tubo de aluminio ondulado (con una menor flexión y rigidez de compresión en comparación con la tubería de acero); y (2) del tubo de hormigón rígido se hizo aún más rígido mediante el aumento de su espesor de pared de 0,67 a 1,33 pies pies. La relación de relación de compresibilidad y flexibilidad resultante, junto con otras propiedades de revestimiento se presentan en la Tabla 9-8.
Resultados de los análisis-Set 3. Los resultados del análisis se muestran en las figuras 9-28 a través 9-30. Como se ha indicado, los resultados están siguiendo la misma tendencia como se muestra en los resultados de los conjuntos 1 y 2 de análisis, a pesar de una alcantarilla flexible mucho más y una alcantarilla mucho más rígida se utilizaron en este
La figura 9-26. efectos de empotramiento en alcantarilla empuje máximo
conjunto de análisis.
fuerzas / aro (paramétrico análisis-Set 2).
La figura 9-25. Ratios de deformaciones de alcantarilla frente a deformaciones de
La figura 9-27. efectos de empotramiento en momentos de flexión alcantarilla
campo de libre fi (paramétrico análisis-Set 2).
máximos (paramétrico análisis-Set 2).
124 Tabla 9-8. Análisis paramétrico establecer las propiedades de revestimiento 3-alcantarilla.
Alcantarilla rígido Propiedades de alcantarilla
(Tubería de Concreto)
Diámetro de la alcantarilla, pies
Módulo E / (1-v de Young 2), psi
10
Alcantarilla flexibles de aluminio CMP
10
4.0E + 06
1.0E + 07
Momento de Inercia, pies 4 / pie
0.2
0.00001168
Área de la sección, pies 2 p or pie
1,333
0.01125
EI (lb-ft 2 por pie)
1.152E + 08
1.682E + 04
AE (lb, por ft)
7.678E + 08
1.62E + 07
El coeficiente de Poisson
0.3
0.3
Compresibilidad, do
0,005
0,256
Relación de flexibilidad, F
0,060
411,7
Nota: Terreno Estado (tierra firme con mi m = 3 000 psi, ν m = 0 .3).
9.6.2.4 Análisis paramétrico-Set 4 Los supuestos del modelo 4-Set. Sólo un tipo de revestimiento se analizó en este conjunto de análisis. El forro modelado en este análisis es un diámetro de la tubería HDPE corrugado 5-pie. La razón para la selección de polietileno de alta densidad en este análisis se debe a poli-
conductos Meric están siendo utilizados cada vez con mayor frecuencia, y polímeros, especialmente el polietileno de alta densidad, es probable que sean el material de elección para muchas aplicaciones de drenaje en el futuro. Las propiedades típicas del material de HDPE se presentan en la Tabla 9-9. módulo de Young 110.000 psi es apropiado para efectos de carga a corto plazo sobre la tubería de HDPE. proporción de tubos de HDPE de Poisson se estima en alrededor de 0,45.
Resultados de los análisis-Set 4. Las figuras 9-31 a través 9-33 presentan los resultados del análisis de HDPE alcantarilla. Como se ha i ndicado, el comportamiento sísmico de la tubería de polietileno de alta densidad también se puede predecir razonablemente bien utilizando el procedimiento analítico presentado en la Sección 9-5. Al igual que en otros casos, si es necesario, algunos ajustes pueden hacerse para corregir la sobreestimación de las fuerzas axiales y momentos de flexión cuando el tubo está enterrado a una profundidad muy superficial. Para fines de diseño conservadores, sin embargo, se recomienda que se efectuará ninguna reducción de fuerza.
La figura 9-28. Ratios de deformaciones de alcantarilla frente a deformaciones de campo de libre fi (paramétrico análisis-Set 3).
La figura 9-29. efectos de empotramiento en alcantarilla empuje máximo
La figura 9-30. efectos de empotramiento en momentos de flexión alcantarilla
fuerzas / aro (paramétrico análisis-Set 3).
máximos (paramétrico análisis-Set 3).
125 Tabla 9-9. Análisis paramétrico establecer las propiedades de revestimiento 4-alcantarilla.
Alcantarilla flexibles Propiedades de alcantarilla
(corrugados de HDPE)
5
Diámetro de la alcantarilla, pies
Módulo E / (1-v de Young 2), psi Momento de Inercia, pies 4 p or pie Área de la sección, pies 2 p or pie
1.1E + 05
0.0005787 0,0448
EI (lb-ft 2 por pie)
9.17E + 03
AE (lb, por ft)
7.10E + 05
El coeficiente de Poisson
0.45
Compresibilidad, C
2,927
Relación de flexibilidad, F
94.424
Nota: Terreno Estado (tierra firme con mi m = 3 000 psi, ν m = 0 .3).
9.6.2.5 Análisis paramétrico-Set 5
y 9-10). Sin embargo, la rigidez del suelo se ha incrementado de
mi m = 3 000psi (fi rmground) a mi m = 7 ,500psi (planta muy rígido). El suelo toda Los supuestos del modelo 5-Set.
En este conjunto de paramétrica
análisis, las propiedades de revestimiento alcantarilla utilizados son idénticos a los asumida en
per fi l se asumió que era homogénea. El espesor del suelo sobrecargar (100-pie de espesor) y otras condiciones son las mismas que las de Set 1.
Set 1 (el caso de referencia, se refieren a las Tablas 9-2
Resultados de los análisis-Set 5. Las proporciones de compresibilidad y flexibilidad calculados también se incluyen en la Tabla 9-10. Debido al aumento de la rigidez del suelo, la relación fl exibilidad para la alcantarilla rígido se calculó a ser 1,217, ligeramente mayor que 1,0. Esto sugiere que la rigidez ovalización de la tierra es sólo ligeramente mayor que la rigidez ovalización de la alcantarilla rígido. Con base en las discusiones presentados en la Sección 9-4, cuando la relación fl exibilidad está cerca de 1,0, la deformación ovalización del revestimiento debe ser aproximadamente la misma que la de la tierra circundante.
Los resultados del análisis FLAC en la figura 9-34 muestran que para l a alcantarilla rígida la relación entre la deformación de la alcantarilla a la deformación del suelo está muy La figura 9-31. Ratios de deformaciones de alcantarilla frente a deformaciones de
cerca de 1,0, la verificación de la validez
campo de libre fi (paramétrico análisis-Set 4).
La figura 9-32. efectos de empotramiento en alcantarilla empuje máximo
La figura 9-33. efectos de empotramiento en momentos de flexión alcantarilla
fuerzas / aro (paramétrico análisis-Set 4).
máximos (paramétrico análisis-Set 4).
126 Tabla 9-10. Análisis paramétrico condición de establecimiento 5-muy rígido suelo. Alcantarilla rígido Propiedades de alcantarilla
(Tubería de Concreto)
Alcantarilla flexible (corrugado tubo de acero)
10
Diámetro de la alcantarilla, pies
Módulo E / (1-v de Young 2), psi
10
4.0E + 06
2.9E + 07
Momento de Inercia, pies 4 / pie
0,025
0.00007256
Área de la sección, pies 2 p or pie
0.67
0.02
EI (lb-ft 2 por pie)
1.44E + 07
3.03E + 05
AE (lb, por ft)
3.86E + 08
8.35E + 07
0.3
0.3
Compresibilidad, C
0,027
0,127
Relación de flexibilidad, F
1,217
57.122
El coeficiente de Poisson
Nota: condiciones del terreno (suelo muy rígido con mi m = 7 500 psi, ν
0 .3).
m =
de las soluciones analíticas discutidos en la Sección 9-4. Las figuras 9-35 y 9-36
• El módulo de Young, MI/( 1 - ν 2) = 4 .0E + 06 psi
resultados similares de visualización (fuerzas de empuje normalizados y momentos de
• El coeficiente de Poisson, ν = 0.3
flexión) presentados en otros casos análisis paramétrico a pesar de que la rigidez
• Espesor, t = 0.67 pies
suelo era significativamente cambió (de mi m = 3 000 psi a mi m = 7 500 psi).
• Momento de inercia, I = 0 .025 pies 4 / pie Cinco conjuntos de análisis paramétricos se han realizado teniendo en cuenta las
9.6.2.6 Análisis paramétrico-Set 6 Los supuestos del modelo 6-Set. El análisis paramétrico discutido hasta ahora se centró en el comportamiento de la ovalización de alcantarillas. En esta sección, una serie
siguientes combinaciones de variables: (1) los tamaños de alcantarillas; (2) alcantarilla sección con fi configuraciones; (3) la rigidez del suelo; y (4) profundidades alcantarilla de enterramiento. Tabla 9-11 a continuación resumen los parámetros c especificaciones utilizados en cada caso de análisis.
El propósito principal de este análisis paramétrico es verificar que la relación
de análisis paramétrico se realiza para las alcantarillas rectangulares y en forma de cuadrado. Estas alcantarillas se supone que ser construido con hormigón armado. Los
de flexibilidad rectangular ( F R EC) d esarrollado en la ecuación (9-14), F r ec = ( GRAMO
tamaños y geometría de estas alcantarillas de cajón de hormigón se presentan
m /
gráficamente en la figura 9-37.
trasiego de la alcantarilla y la rigidez trasiego del suelo. Mediante el uso F r ec, es
K s) ( w / h), es una representación adecuada de la rigidez relativa entre la rigidez
posible estimar con precisión la deformación trasiego real de la alcantarilla El revestimiento de hormigón se modeló como elementos de viga continua en la
siempre que la deformación del suelo de campo libre ( Δ c ampo libre) es conocida.
fi diferencia noche, análisis de interacción suelo-estructural que tiene las siguientes propiedades:
La figura 9-34. Ratios de deformaciones de alcantarilla frente a deformaciones de
La figura 9-35. efectos de empotramiento en alcantarilla empuje máximo
campo de libre fi (paramétrico análisis-Set 5).
fuerzas / aro (paramétrico análisis-Set 5).
127 análisis. En este análisis FLAC, la estructura de la alcantarilla está incluido en el modelo de depósito de suelo y sujeto a la misma aceleración pseudo-horizontal utilizado en el análisis FLAC campo de libre mencionado en el Paso 1 anterior. Tenga en cuenta que desde Δ s está relacionado con Δ d e libre campo directamente a través de R r ec, la relación de trasiego, la comparación, por tanto, también se puede hacer entre el calculado manualmente R = REC [ 2 F r ec / ( 1+ F r ec)], y R rec
calculado a partir del análisis FLAC. 4. Si las deformaciones de estanterías estimados de forma manual (o el
R r ec valores) son comparables a los calculados por el análisis FLAC interacción soilstructure, entonces el procedimiento simplificada desarrollado en la Sección 9.5.2 se puede considerar que ser validados. La figura 9-36. efectos de empotramiento en momentos de flexión alcantarilla máximos (paramétrico análisis-Set 5).
Resultados de los análisis-Set 6. Basándose en los resultados de los análisis de El procedimiento de fiscalización es:
1. Determinar el campo de libre trasiego deformación de la tierra ( Δ d e libre campo). E sto se logró en este análisis mediante la aplicación de una aceleración pseudo-horizontal en todo el depósito de suelo de campo libre en el análisis FLAC. Tenga en cuenta que en este momento el modelo FLAC es un modelo de depósito de suelo de campo de libre que no contenga la estructura de la alcantarilla en ella. El campo de libre resultante trasiego deformaciones entonces se puede leer directamente hacia fuera de la salida
FLAC (tanto de la jugada de análisis Freefield y la estructura del suelo de ejecución análisis de la interacción), se obtuvieron los Freefield trasiego deformaciones y la alcantarilla real trasiego deformaciones. Ratios de la alcantarilla a Freefield trasiego deformaciones se representan para los cinco casos (por cinco profundidades de enterramiento diferentes en cada caso) en las figuras 9-38 a través 9-42. Sobre la base de los datos presentados en estas cifras, parece que la profundidad de enterramiento no tiene influencia significativa en el índice de deformación trasiego para el tipo rectangular de alcantarillas rígidos.
del análisis FLAC.
2. Teniendo en cuenta Δ d e libre campo, l a deformación trasiego de la alcantarilla puede
Mientras tanto, la rigidez trasiego estructural ( K s) d e la estructura de alcantarilla en cada
estimarse de forma manual mediante el uso de la relación simple presentado en la
caso se determinó mediante un simple análisis de trama en base a las propiedades de la
ecuación (9-16), Δ s = R rec Δ campo de libre.
estructura de alcantarilla; los resultados se presentan en la Tabla 9-12. Entonces la
3. La deformación trasiego estimado manualmente derivado anteriormente se compara entonces con la deformación trasiego real de la alcantarilla de la
proporción rectangular fl exibilidad ( F R EC) s e calculó utilizando la ecuación (9-14), y los resultados también presentan en la Tabla 9-12 para cada caso.
interacción suelo-estructura FLAC
La figura 9-37. Diversas formas de sección caja de hormigón de alcantarilla y tamaños utilizados en el análisis paramétrico-Set 6.
128 Tabla 9-11. parámetros y estructura del suelo utilizados en el análisis. Las configuraciones y propiedades del suelo estructural
Caso 1
10' x 10' Square Box, en tierra firme (Em = 3000 psi, ν m = 0,3)
caso 2
10' x 10' Square Box, en un terreno muy rígido (Em = 7.500 psi, ν m = 0,3)
caso 3
10' x 20' rectangular Box, en tierra firme (Em = 3000 psi, ν m = 0,3)
caso 4
10' x 10' Square 3-Sided, en terreno muy rígido (Em = 7500 psi, ν m = 0,3)
caso 5
10' x 20' rectangular 3-Sided, en terreno muy rígido (Em = 7500 psi, ν m = 0,3)
Nota: Para cada caso, los efectos de profundidad alcantarilla empotramiento (de 50 pies, 30 pies, 20 pies, 10 pies, y 5 pies, medidos desde la superficie del suelo a la parte superior del techo de alcantarilla) se estudiaron.
Los resultados muestran que para el caso 1 de la r igidez relativa de trasiego el suelo a
derivada en la sección 9-5. Para Casos 2 a 5, las relaciones de fl exibilidad son todas
la estructura es de aproximadamente 1,0, lo que sugiere que la estructura podría acumular
mayores que 1,0, lo que sugiere que la estructura se deformaría más que el terreno
en conformidad con el fi libre ELD deformación trasiego en el suelo. Los resultados
en el campo de libre, y los resultados se muestran en las figuras 9-39 a través 9-42
presentados en la Figura 9-38 muestran claramente que las deformaciones de estanterías
apoyar esta teoría.
FLAC calculados son aproximadamente la misma que las deformaciones de campo de libre, la validación de la definición de la relación de fl exibilidad ( F R EC)
Figura 9-43 representa gráficamente la relación de trasiego como una función de la relación fl exibilidad basado en los resultados obtenidos del análisis FLAC y luego los compara con el recomendado
La figura 9-38. Acumulando proporciones de FLAC Case análisis- 1.
La figura 9-40. Acumulando proporciones de FLAC Case análisis- 3.
La figura 9-39. Acumulando proporciones de FLAC Case análisis- 2.
La figura 9-41. Acumulando proporciones de Case análisis- 4 FLAC.
129
La figura 9-43. curva de diseño de trasiego recomendada. La figura 9-42. Acumulando proporciones de FLAC Case análisis- 5.
•
Para alcantarillas circulares y tubos sujetos a la ovalización deformaciones, la simplifica ed soluciones Primer forma y el procedimiento presentados en la
curva de diseño expresado por la ecuación (9-15), R = REC [ 2 F r ec /
Sección 9.5.1 debe proporcionar resultados fiables en condiciones generales, con
(1+ F r ec)]. L a comparación muestra razonablemente buena concordancia entre las
las siguientes notas:
listas de soluciones de diseño simples recomendados y los resultados obtenidos de
-
En la selección del parámetro de deformación del suelo transitoria diseño para una alcantarilla o tubería construida a una profundidad significativa por debajo de la
los análisis numéricos.
superficie del suelo, PGV es una mejor parámetro en el procedimiento basado en la deformación de la PGA sitio ajustada, porque PGV se puede utilizar directamente
9.7 Conclusiones y Recomendaciones
para la estimación de la cizallamiento cepa en el suelo (Ecuación 9-1). Las discusiones y recomendaciones sobre valores PGV desarrollados en el capítulo 5
procedimientos de análisis de sísmica simplificada para la evaluación de las
para muros de contención, pistas, y el terraplén se deben utilizar en la evaluación
estructuras de alcantarillas y tuberías sometidas a deformaciones de tierra transitorios
de la tensión máxima de libre de campo de cizallamiento en la ecuación (9-1). Para
inducidos por suelo temblor proponen en este capítulo. Los procedimientos de análisis
alcantarillas y tuberías enterradas a profundidades relativamente poco profundas
utilizan una metodología basada en la deformación que puede proporcionar una predicción
(es decir, dentro de los 50 pies de la superficie del suelo), es más razonable para
más fiable del rendimiento alcantarilla / tubo. El enfoque se centra en las deformaciones
estimar la deformación por cizallamiento en campo libre en el suelo con el esfuerzo
de la sección transversal de la estructura (es decir, la ovalización / extracción
de cizallamiento terremoto inducida dividido por la rigidez de la terreno circundante
deformaciones) en vez de los longitudinales deformaciones axial / curvatura,
(Ecuación 9-2).
principalmente debido a la condición general de que las estructuras de alcantarilla típicos para aplicaciones de transporte son de longitud limitada, y como tal, es en general poco probable desarrollar significantes deformaciones transitoria axial / curvatura a lo largo de
- Si se requiere una predicción más precisa de la tensión máxima de campo de
la dirección longitudinal de las estructuras de alcantarilla.
cizallamiento de libre, se debe realizar un análisis más re fi Ned de libre respuesta del sitio de campo (por ejemplo, usando el programa de ordenador SHAKE).
-
Con base en los resultados de una serie de análisis de la interacción
En el uso de la aproximación simplificada, la suposición de interfaz no deslizante se
suelo-estructura paramétrica tomar varios factores en consideración, se
debe utilizar en el cálculo de las fuerzas máximas de empuje / del aro ( T máx basado en
proporcionan las siguientes conclusiones y recomendaciones:
la ecuación 9-11) en la estructura de la alcantarilla para los propósitos conservadores. resultados basados
Tabla 9-12. Acumulando rigidez de alcantarillas y proporciones fl exibilidad. La rigidez estructural Trasiego K S ( kips / ft)
Relación de flexibilidad
F REC
Caso 1
172
0.97
caso 2
172
2.4
caso 3
115
2.9
caso 4
57
7.3
caso 5
43
19.3
130 en el supuesto de deslizamiento completo tienden a subestimar las fuerzas de empuje / aro.
- En el uso de la aproximación simplificada, la suposición de interfaz de
• Para alcantarillas forma rectangular sujetos a trasiego deformaciones, el procedimiento simplificada presenta en la Sección 9.5.2 debe proporcionar resultados fiables en condiciones generales, con las siguientes notas:
deslizamiento completo se debe utilizar en el cálculo de los momentos de flexión máxima ( METRO m ax, basado en la Ecuación 9-10) y la deformación de la
- Se realizó una serie de análisis paramétrico verificar que el procedimiento
alcantarilla ( Δ re EQ, basado en la Ecuación 9-7), ya que proporciona más resultados
puede proporcionar una estimación razonable para la alcantarilla trasiego
conservadores que la suposición de interfaz no deslizante. Un modo de fallo de
deformaciones. Para derivar las fuerzas internas en los elementos
tipo flexión debido a los efectos combinados de momento flector y fuerza de
estructurales, un simple análisis del marco es todo lo que se requiere (véase la
empuje debe ser comprobado tanto para alcantarillas rígidos y flexibles. Los
figura 9-10).
criterios de fallo de flexión pueden ser establecidos usando los procedimientos de evaluación de la capacidad convencionales para hormigón o metales reforzada.
-
Con base en los resultados del análisis paramétrico, parece que la profundidad de enterramiento tiene efectos insignificantes sobre la alcantarilla trasiego deformaciones y por lo tanto no hay modificaciones adicionales en el procedimiento presentados en la Sección
Basado en los resultados del análisis de la interacción suelo-estructura, el efecto de la profundidad de enterramiento superficial parece estar en el lado
9.5.2 es necesario. • Los efectos sísmicos de trasiego transitoria / ovalización deformaciones en
seguro, siempre que el campo libre cepa máximo de rotura suelo se calcula en la
alcantarillas y tuberías deben ser considerados adicional a los efectos normales de
elevación más crítico (donde se produce la tensión máxima de cizallamiento
carga de pago, pavimento, y cargas de las ruedas y, a continuación en comparación
planta , en lugar de la deformación media de cizallamiento de tierra dentro de la
con los diversos criterios de fallo se consideran relevantes para el tipo de estructura
profundidad de la alcantarilla pro fi le).
de alcantarilla en cuestión.
131
CAPÍTULO 10
Recomendaciones para trabajos futuros
Durante la finalización del proyecto NCHRP 12-70, se hizo evidente que sería
•
Los métodos simples pero racionales para estimar factores de sitio en lugares deben ser
necesario un trabajo adicional para desarrollar recomendaciones simplificados para
desarrollados para lugares en los factores del sitio NEHRP pueden no ser apropiados.
el diseño sísmico de muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras
Estos lugares incluyen sitios de suelos profundos ubicados en CEUS, en los que las
enterradas. El trabajo requerido se produce generalmente en dos categorías: (1) la
características de frecuencia de los movimientos de tierra en combinación con la
investigación fundamental en el rendimiento sísmica relacionada con temas
profundidad y la velocidad de la onda de cizalladura del suelo per fi l hacen que el NEHRP
específicos, y (2) las pruebas de los procedimientos recomendados que se
factores inexacta en algunas situaciones. Del mismo modo, los lugares donde las capas de
describen en este informe final y como se establece en el pliego de condiciones y
suelo delgados (por ejemplo, menos de 50 pies) se producen sobre roca también pueden
los comentarios que figuran en el Volumen 2. La discusiones siguientes resumen
no ser modelados adecuadamente por los factores del sitio NEHRP.
algunos de los temas que requieren más investigación o evaluación.
•
Se necesita un enfoque para la introducción de los efectos de la licuefacción en los cálculos de movimiento de tierra. Aunque los programas de ordenador, la tensión
10.1 movimientos de tierra y desplazamientos
efectiva no lineales unidimensionales están disponibles, el uso de estos métodos es relativamente limitada. O bien simples procedimientos de ajuste de movimiento de tierra que dan cuenta de la licuefacción deben ser desarrollados, o easierto de usar,
El movimiento del suelo criterios aplicables han sido establecidas por la decisión de
se necesitan programas de ordenador, la tensión efectiva en el comercio. En
adoptar AASHTO los mapas de movimiento de tierra de 1.000 años y los factores de
ausencia de estos métodos, es di f i culto adecuadamente en cuenta los cambios en
sitio de tipo NEHRP como base para el diseño sísmico. Esta decisión por parte de la
el movimiento del suelo por encima de los sitios donde se predice la licuefacción.
AASHTO resuelve muchas de las incertidumbres que existían durante este proyecto y debe sentar las bases su fi ciente para el diseño sísmico de muros de contención, taludes y terraplenes y estructuras enterradas. Los gráficos de desplazamiento de Newmark revisadas que figuran en este informe final también proporcionan un método
•
ecuaciones (5-7) y (5-9) en un desplazamiento predeterminado permanente. Las
arriba-hasta la fecha de la estimación de los desplazamientos de tierra permanentes
ecuaciones actuales no se pueden aplicar por un diseñador dentro de un procedimiento de
adecuadas para WUS y CEUS. coherencia Heightdependent, o dispersión de onda,
análisis de hoja de cálculo para estimar la limitación de los valores de la PGA si el
factores también se introdujeron en este informe final, y estos serán útiles para el diseño
desplazamiento ( d) e s específico ed.
sísmico de paredes más de 20 a 30 pies de altura.
• Los siguientes temas en las áreas de los movimientos de tierra y la determinación de desplazamiento parecen garantizar la consideración o bien el
Se necesitan ecuaciones revisadas para la estimación de la PGA sitio ajustados en las
Evaluaciones adicionales deben llevarse a cabo para confirmar que los factores de dispersión de onda descritos en los capítulos 6 y 7 son aplicables para una variedad de sitio, muro de contención, y condiciones de pendiente.
desarrollo futuro:
•
Los mapas son necesarios desde el USGS que proporcionan para la PGV
10.2 muros de contención
período de retorno de 1.000 años. Estos mapas eliminarían la necesidad de utilizar ecuaciones empíricas basadas en las de 1 segundo ordenadas espectrales para
Una metodología relativamente simple se identificó durante este trabajo para la
hacer la determinación PGV y podrían contribuir a las estimaciones más simples de
evaluación sísmica de muros de contención. Esta metodología se basa en cualquiera de
los desplazamientos de tierra permanente.
las ecuaciones MO para casos donde el suelo es homogéneo detrás de la estructura de contención, o una mayor
132
ect fue suponer que toda la masa dentro de las bandas de refuerzo respondería como una masa rígida, y por lo tanto debe ser incluido dentro de los análisis de deslizamiento y evaluación de la estabilidad interna. Este enfoque puede conducir a grandes fuerzas de inercia, que pueden no desarrollarse debido a la flexibilidad del sistema de pared MSE. Como se ha señalado en el apartado de diseño de la pared MSE, también hay problemas significativos con respecto al método utilizado para calcular las fuerzas de tracción en el refuerzo durante las evaluaciones de estabilidad interna, y hay una necesidad de actualizar los dos paquetes de software estándar, MSEW y Ressa, una vez se alcanza un consenso sobre el enfoque utilizado para diseñar muros de MSE. Parte del problema de diseño asociado con paredes MSE es cómo explicar correctamente la flexibilidad del sistema de pared en el método de análisis que se utiliza.
método de equilibrio límite generalizado el uso de software estabilidad de la pendiente convencional, para los casos de suelos en capas. Se desarrollaron las cartas que incluían los efectos de la cohesión del suelo sobre las presiones activas y pasivas sísmicos. Una consideración clave dentro de la metodología fue la cantidad de movimiento que se desarrollaría o podrían producirse durante la carga sísmica, y cómo este movimiento afectaría a la demanda sísmica en el muro de contención.
Una serie de temas de muros de contención fueron identificado como que requiere una mayor evaluación o investigación. Estos temas se dividen en dos categorías: (1) las cuestiones genéricas y (2) las cuestiones de pared especí fi cas:
1. Cuestiones genéricas, referentes a la demanda y capacidad evaluaciones
•
métodos simplificados de estimación de presión de tierras pasivos sísmicos, en particular para los casos de cohesión, deben ser desarrollados. Se recomiendan procedimientos rigurosos que implican el uso de métodos de registro en espiral y se proporcionan gráficos que muestran los resultados típicos. Sin embargo, el enfoque espiral de registro para la determinación de la presión pasiva no se lleva a cabo con facilidad, y en ausencia de métodos simples espiral registro, el diseñador
•
Nongravity paredes y muros anclados en voladizo ambos
es probable que recurrir a Coulomb menos precisos o incluso los métodos de
involucrados una pregunta similar sobre si el movimiento de la cuña
estimación de Rankine presión de tierras pasivos.
del suelo detrás del muro de contención será ser suficiente para permitir el uso de un menor coe fi ciente sísmico. Para ambos tipos de pared se recomienda el enfoque, asume que no hay de
•
El potencial de las bandas de cizallamiento en suelos no cohesivos limitan el
amplificación de los movimientos del terreno detrás del muro de
desarrollo de las presiones del terreno activos sísmicos necesita ser
contención y que la pared desplazará suficiente para apoyar el uso
investigado. Esta idea ha sido sugerida por los investigadores japoneses y por
de un coeficiente sísmico en el diseño que se ha reducido en un 50
algunos investigadores en América del Norte (por ejemplo, RJ Bathurst y T.
por ciento. El potencial para la ampli fi cación de las fuerzas a los
Allen M) como una limitación potencialmente el desarrollo de pr esión de tierras
valores más altos que los movimientos de tierra de campo de libre es
sísmicas. El concepto es que el fracaso durante la carga sísmica se producirá
una preocupación particular para las paredes ancladas. El proceso
a lo largo de la misma superficie de falla como desarrollado durante la
de pretensado cada anclaje a una carga de diseño de los lazos de la
movilización de presión activa de la tierra estática, en lugar de cambiar a algún
masa de suelo juntos, y aunque las hebras o barras utilizadas para
ángulo de la pendiente fl atter. Este mecanismo podría limitar el desarrollo de
pretensado pueden estirar,
las presiones del terreno activos sísmicos a valores mucho más bajos de lo calculado actualmente. Por desgracia, la cantidad de información que apoya este concepto se limita en la actualidad, a pesar de que parece tener alguna promesa.
•
Mientras que las paredes de uñas suelo parecen ser relativamente sencillo en cuanto a diseño sísmico en general, todavía hay cuestiones fundamentales sobre el desarrollo de las fuerzas internas dentro de la masa del suelo durante la
2. pared especí fi cos problemas
•
carga sísmica. Estas preguntas incluyen si las fuerzas internas se transfieren a
La fuerza de inercia asociada con la masa del suelo por encima del talón de una
los clavos de la misma manera que durante la carga estática. la AASHTO modi fi
pared en voladizo semi-gravedad sigue siendo un problema de diseño. Las
caciones Diseño Puente LRFD También necesita ser complementado con
recomendaciones de este informe asumen que la única fuerza sísmica que
discusiones especí fi cos en el diseño estático de las paredes de uñas de suelo,
debe ser considerado es la presión de la tierra incrementales de la cuña fallo
y luego estas disposiciones estáticas necesitan ser revisadas en relación con las
activo, y que la masa del suelo por encima del talón de la pared no proporciona
disposiciones adecuadas para la carga sísmica.
ninguna carga sísmica adicional para el vástago de la pared . Los análisis de elementos finitos detalladas podrían ayudar a resolver este problema.
•
Varios problemas se identificaron fi para MSE paredes, incluyendo la cantidad de masa de inercia que debe ser considerado para los análisis de
10.3 taludes y terraplenes El diseño sísmico de taludes y terraplenes fue identificada como una zona más
deslizamiento y para el diseño interno del sistema de refuerzo. El enfoque
madura de diseño sísmico, donde ambos enfoques fi ed límite de equilibrio y el
adoptado en este proyec-
desplazamiento basados simplificados
133 se utilizan convencionalmente para investigar la estabilidad sísmica de pistas de
Se requieren estudios para avanzar en los métodos de diseño para estructuras enterradas:
ingeniería y taludes de corte naturales. Los temas principales que requieren una mayor área de estudio son los siguientes:
•
Métodos sugeridos en el capítulo 9 deben ser probados en una serie de guraciones tubería fi, las condiciones del suelo y los niveles de los temblores
•
La resistencia a la licuefacción apropiado utilizar la hora de evaluar la estabilidad de las
para confirmar que los enfoques recomendados para el diseño TGD son
pendientes compuestos por o que descansa sobre fi materiales capaces licuados
prácticos. Se necesitan estudios experimentales con TGD también para
necesita ser establecido. Una serie de cuestiones acerca de la fuerza de l icuefacción
confirmar la validez de los métodos numéricos se sugiere.
siguen siendo difíciles de cuantificar, y estas di fi cultades conduce a la incertidumbre en el diseño. Los temas incluyen métodos sencillos de estimar la resistencia ed fi licuado
•
Más orientación necesita ser desarrollado para modelar el comportamiento de la
en lugares que implican un terreno inclinado (es decir, donde se impone un esfuerzo de
tubería en condiciones donde ocurre el DGP. Estos acontecimientos incluyen
cizallamiento estático) y valores de resistencia licuados apropiados para suelos no
constantes de resorte apropiados para usar en el modelado de la interacción
cohesivos donde se producen deformaciones limitadas. Se incluyen dentro de este tema
suelo-tubo para mover las condiciones del terreno.
es la posibilidad de trinquete movimientos y la forma de representar adecuadamente a este mecanismo.
•
Los efectos sísmicos de trasiego transitoria / ovalización deformaciones en alcantarillas y estructuras de tubos deben ser incorporados en el análisis actualizado CANDE. Se anticipa que se requerirá una opción en el programa
•
Estabilidad de taludes en roca requiere una evaluación adicional. En este tema no se
CANDE para permitir el desplazamiento del suelo pro fi le como una entrada de
trató en este proyecto debido a la complejidad del problema. Aunque no parece
carga para el análisis CANDE.
posible un enfoque transparente, alguna orientación adicional sobre los factores a tener en cuenta cuando se realiza una evaluación sísmica fi co sitio-específico podría ayudar a los diseñadores cuando tienen que hacer frente a la estabilidad de taludes en roca.
10.5 Necesidad de confirmación Métodos Una conclusión clara de este proyecto fue que varios métodos disponibles para el diseñador a utilizar para el diseño sísmico de muros de contención, taludes y
10.4 estructuras enterradas La porción estructuras enterradas del Proyecto proporcionado ecuaciones de diseño
terraplenes y estructuras enterradas. Estos métodos van desde simples ecuaciones a métodos numéricos avanzados. El objetivo de este proyecto ha sido el desarrollo de métodos sencillos de análisis adecuados para su uso en la AASHTO modi fi caciones
para alcantarillas y tuberías flexibles rígidos y FL sometidos a TGD. Orientación
LRFD diseño de puente. Al centrarse en los métodos simples, una serie de supuestos
También se proporcionó en consideraciones de diseño para PGD tal como podría
simplificadores y enfoques tuvo que ser llevado. Considerando que los controles y luego
ocurrir durante los fallos de terraplén inducidas por sísmica licuefacción inducida lateral
problemas de ejemplo se completaron para probar estos métodos propuestos, se
propagación o. El artículo 12 de la c orriente AASHTO modi fi caciones Diseño Puente
requerirá que los casos de prueba adicionales para identificar las áreas donde las
LRFD no cubre la respuesta sísmica de alcantarillas y tuberías, y por lo tanto los
simplificaciones no son apropiadas, son demasiado conservador, o carecen de
desarrollos que se resumen en este informe se refiera a una corriente de fi ciencia en
conservadurismo. Por ejemplo, los casos de prueba que implican métodos numéricos
las especi fi caciones AASHTO.
avanzados o pruebas centrífuga experimental se podrían utilizar para confirmar los métodos simplificados.
El tratamiento de las estructuras enterradas en este proyecto fue relativamente limitado en términos de niveles de esfuerzo, y adicionales
134
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APÉNDICES
Apéndices de informe final del contratista para NCHRP Proyecto 12-70, “Análisis sísmico y diseño de muros de contención, estructuras enterradas, pendientes y terraplenes,” están disponibles en el sitio web TRB al http://trb.org/news/blurb_detail. asp? id = 9631. Los apéndices son los siguientes:
Plan de Trabajo A. B. Diseño Margen-sísmica Carga de muros de contención C. Espectros de Respuesta Desarrollado a partir de la página web del USGS
D. PGV Ecuación-Fondo de papel E. terremoto registros utilizados en el análisis Dispersión
Límite Generalizado F. método de equilibrio Diseño G. No Lineal pared posterior de respuesta fi ll Análisis
H. Segrestin y papel Bastick Ejemplo Wall I. MSE para ASD AASHTO y LRFD Especi fi caciones J.
Estabilidad de taludes Ejemplo Problema
Paredes K. Nongravity Cantilever
